Rapport (Réparé) Fin

Etude de franchissement sur Oued el MelLeh Introduction

Introduction Tous les pays en voie de développement cherchent à améliorer de plus en plus leurs infrastructures routières pour faciliter les transports et les déplacements entre les différentes régions du pays. Ceci influe directement sur les échanges économiques avec les pays voisins. Dans ce contexte, la direction régionale de l’équipement, de l’habitat et de l’aménagement du territoire a chargé le bureau d’étude « SCET » de la mission d’étude d’un ouvrage de franchissement de l’autoroute Maghrébine projetée sur « OUED MELAH ». L’objectif de ce projet de fin d’études est d’effectuer l’étude, la conception et le dimensionnement de quelques éléments de l’ouvrage ainsi que les calculs justificatifs nécessaires selon les règles BAEL91 et les recommandations SETRA. Ce travail comporte quatre différentes parties :  La première partie est consacrée à l’étude hydrologique et hydraulique.  Une deuxième partie au cours de la quelle, on a conçu la variante la plus adéquate selon une étude en faisant intervenir les données naturelles, géotechniques et fonctionnelles.  Dans la troisième partie, Une étude technique de la variante retenue constitue la seconde phase qui entame la conception et le dimensionnement des différentes parties de l’ouvrage d’art en question. Le dimensionnement du tablier est réalisé par les méthodes de calcul analytiques et empiriques. Quant aux appuis et fondations, les calculs justificatifs de dimensionnement et du ferraillage sont effectués selon les règles en vigueur (BAEL91, SETRA…).  Enfin, une étude géotechnique a été nécessaire afin de choisir le type de fondation le plus approprié.

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Chapitre 1 Présentation générale du projet Ce projet entre dans le cadre de la réalisation d’une autoroute maghrébine, pour le but de prolonger l’autoroute qui relie Tunis à Sfax d’une part, et d’améliorer les échanges économiques entre les pays maghrébins d’autre part.

Tracé de l’autoroute maghrébine

Figure 1: le tracé en plan de l’autoroute maghrébine (carte du réseau routier de la Tunisie)

Il s’agit exactement d’un franchissement sur Oued « el Mellah » au niveau du tronçon Sfax – Gabés. Au cours de ce projet, on s’intéresse uniquement à l’étude d’une seule travée puisque on présente les mêmes hypothèses et conditions, l’autre travée de l’autoroute se déduit par symétrie par rapport à la première.

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Oued el Mellah

Ouvrage de franchissement sur Oued el Mellah

Tracée de l’autoroute Maghrébine

N

Figure 2 : localisation de l’ouvrage (d’après Google EARTH)

Chapitre 2 : HASSEN BEN SALAH

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Etude hydrologique et hydraulique I.

Introduction

Dans ce chapitre, on va calculer le niveau des plus hautes eaux « PHE » et la hauteur d’affouillement. Ce calcul est basé sur quelques données hydrauliques ; la surface des bassins versants, le débit d’eau maximale et les données naturelles comme le relief de l’oued « oued el mellah ».

II.

Etude hydrologique 1. Période de retour

C’est l’inverse de la fréquence du retour d’une crue exceptionnelle. Pour les ponts on adopte une période de retour : T=100 ans. 2. Caractéristiques physiques du bassin versant Les caractéristiques du bassin versant sont :  Surface du bassin versant : S = 235 Km².  Périmètre du bassin versant : P= 65 m. 3. Calcul de débit d’eau maximal Plusieurs formules empiriques donnent le débit d’eau maximal « Q (m3 /s) » ou bien le débit spécifique maximal : q (m3/s/km2). Ces formules sont exprimées en fonction des caractéristiques du Bassin versant (BV). Ces formules sont : la formule de « KALLEL », la formule de « GHORBEL » et la formule locale de « FRIGUI ». a. Formule de KALLEL [3] 

Le débit : Q = qr Sα+1 Tβ (m3/s/km2)

Les coefficients α, β et qr sont des constantes régionales. Pour la région du projet, (Sud Est et Ouest), On a α= -0,5

β= 0,41

q r=12,35

S : Surface du bassin versant (en Km²). T : Période de retour pour un projet d’ouvrage d’art (en ans). b. Formule de GHORBEL [3] 

Le débit : Q= Rt * Q moy

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Rt : valeur régionale représentant le rapport des débits. Q moy : le débit maximum moyen : Q moy=85*log (S) (m3 /s). S : la superficie du bassin versant (en Km²). c. Formule de FRIGUI [3] Am ) S . Le débit est Q  T  ( ( S  1) n Am : Paramètre caractérisant la nature du débit spécifique maximal de la surface du bassin versant. T : Paramètre régional du débit maximum dépendant de la période de retour T. n : caractéristique régionale. S : superficie du bassin versant. T =1 n=0,44 Pour le sud de la Tunisie : Am =76,7 4. Interprétation Formule de KALLEL

Formule de GHORBEL

Formule de FRIGUI

1247,35

1249,55 m3 /s

1628,47 m3 /s

Débit hydrologiques 3

(m /s) Tableau 1: Débit d’eau

Plusieurs études d’ouvrages, situés dans la même région du présent projet, se sont appuyées sur la formule locale de « GHORBEL » pour calculer le débit hydrologique. De même, pour ce pont, le débit d’eau est pris égal à 1249,55 m3/s.

III.

Etude hydraulique 1. Calcul du niveau des plus hautes eaux, PHE

Pour déterminer le profil en long du projet ainsi que l’intrados de l’ouvrage, on calcule le niveau des plus hautes eaux ‘PHE’, en utilisant la formule de MANNING-STRCKLER. La formule de MANNING-STRCKLER est Q= K * Sm * RH 2/3 * I 1/2 Q : débit d’eau (m3 /s). HASSEN BEN SALAH

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Sm : la section mouillée (m²). RH : le rayon hydraulique égal au rapport de la section mouillée S m par le périmètre mouillé Pm. K : le coefficient de Strickler qui représente la rugosité globale de l’oued I : la pente du plan d’eau ou à défaut du lit de l’oued dans les environs de l’ouvrage (m/m) égale à 0,003m/m. On sait que la section mouillé (S m) dépend du tirant d’eau, donc on fait varier le tirant d’eau y pour obtenir les résultats dans le tableau suivant :

tirant d'eau y (m) débit d’eau Q (m3/s)

1,47 68,87

2,47 312,59

3,03 687,7

3,51 1302,09

Tableau 2: Débit d’eau en fonction du tirant d’eau y

Ainsi on peut tracer la courbe de tarage en fonction du tirant d’eau y :

1249,55m3 /s

Débit m3/s

PH E

1 3

2 Tirant4d’eau (m)

Figure 3 : Courbe de tarage Connaissant la valeur du débit hydrologiques, on peut tire facilement la valeur du PHE débit hydraulique HASSEN BEN SALAH

1249,55 m3/s PFE, ENIT 2008

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Y=PHE (m) 3,4m Tableau 3: Valeur du niveau des plus hautes eaux, PHE 2. Calage du pont Pour calculer le calage du pont, on ajoute à la valeur du PHE trouvée, une revanche de 1,5m à 2m. Ainsi, on adopte une revanche égale à 2m. En cas de crue, Cette revanche garde l’intrados du tablier loin des corps flottants comme les troncs d’arbre, et évite le contact qui peut se produire entre les appareils d’appui, qui sont en élastomère fretté, et les cours d’eau. Enfin cette revanche peut tenir compte des phénomènes de remous s’ils ne sont pas calculés. Le calage du pont = PHE + revanche = 5,4m. 3. L’intrados du tablier Vue le tracé en profil en long de l’autoroute, et aussi afin d’éviter les travaux de déblayage, on choisit un niveau de l’intrados de ce pont situé à 8 m du fond de l’Oued. Cette hauteur est la différence de la cote naturelle et celle de la ligne du projet de l’autoroute. L’intrados du pont est situé à une hauteur de 8 m par rapport au fond de l’oued.

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Figure 4: niveau de l’intrados du pont

4. Etude d’affouillement Le phénomène d’affouillement est du aux tourbillons qui se forme au droit des piles et qui transporte avec eux des matériaux en laissant à nu les fondations. Il existe deux types d’affouillement général et local. a. Affouillement général L’affouillement autour des piles des ponts implantées dans un cours d’eau est une action d’origine naturelle. C’est pourquoi le projeteur d’un ouvrage d’art doit tenir compte de ce phénomène : le niveau de fondation doit impérativement être situé au niveau de la profondeur maximale d’affouillement maximale. Il est nécessaire donc d’évaluer cette profondeur. Il existe une estimation pour déterminer cette profondeur. Cette estimation est basée sur l’analyse granulométrique du matériau du fond du lit, et en particulier, le diamètre des sédiments. L’oued el Melleh présent un lit à sédiment fins (d90 < 6mm), d’où la profondeur d’affouillement général est calculé grâce à la formule de HAYNI et SIMONS : Hg=0,48 * Q 0,36 –

Sm B

 Q : le débit du projet (en m3 /s).  Sm : la section mouillée (en m²)  B : la largeur du lit mineur égale à 120 m D’où l’affouillement général est : Hg = 2,41 m. b. Affouillement local L’affouillement local dépend de la section de la colonne, pris comme choix des piles comme on verra dans le chapitre « justification des colonnes », l’affouillement local est égal à 2*D. Dans cette étude, le diamètre D est pris égal à 1 m qui donne un affouillement local : H L = 2 m.

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c. Hauteur d’affouillement La hauteur d’affouillement, H, est la somme de la profondeur d’affouillement général et de la profondeur d’affouillement local : H = 4,41 m. d. Interprétation La hauteur d’affouillement est égale 4,41m > 3m. Donc, on choisit une fondation profonde au niveau des appuis de l’ouvrage.

Chapitre 3 : Présentation et choix des variantes I.

Introduction

Un concepteur d’ouvrage d’art doit concevoir une structure stable, durable et résistante qui s’adapte aux différentes conditions afin d’éviter les problèmes, soit de service et ceci en vue d’éviter les dommages pour les utilisateurs, soit les problèmes liés au coût. En effet, la conception d’un tel projet d’ouvrage d’art passe par la satisfaction de plusieurs contraintes et la considération des données propres à l’environnement du projet ainsi que les normes connues pour les ouvrages d’art et en génie civil généralement.

II.

Données et contraintes pour la conception 1. Les données naturelles

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La topographie : il convient de disposer d’un relevé topographique aussi précis



que possible, avec l’indication de repères de niveau, en effet la vue en plan du site doit indiquer la possibilités d’accès afin d’identifier les données fonctionnelles du projet comme le tracé en plan et le profils en long. 

L’hydrologie : pour notre cas, franchissement d’un oued, il faut connaitre

parfaitement le régime, la fréquence des crues et la longueur d’affouillement qui est indispensable pour les calculs justificatifs de fondation. 2. Le biais et la courbure Généralement les grands ouvrages doivent être projetés droits, Le biais modéré complique l’exécution et induit un fonctionnement mécanique qui peut s’écarter sensiblement des modèles de calcul de la résistance des matériaux usuels. Pour ce projet, on évite les valeurs extrêmes de biais surtout que le coût des ponts croit considérablement avec le biais : donc pour des raisons économiques et en absence d’autres problèmes, on adopte un pont droit. En ce qui concerne la courbure, on l’évite puisque le franchissement se fait en rase compagne 3. .La reconnaissance géotechnique Les sondages géotechniques sont reconnus soit à partir d’une carte géologique, soit des résultats des sondages géotechniques. En effet ces données servent pour l’étude hydraulique et surtout pour la reconnaissance du type de fondations.

III.

Présentation des variantes 1. Le processus du choix de la conception convenable

Il est assez rare que la prise en considération des différentes contraintes fonctionnelles conduise à une solution unique pour un franchissement donné, surtout pour la conception et le choix du tablier. Il conviendra donc, dans la plupart du temps, d’envisager plusieurs solutions au niveau de la conception, avec une précision plus ou moins grande selon leur degré de complexité, afin de comparer de façon aussi fiable que possible les coûts d’exécution entreelle. 2.

Les différentes variantes

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Les différentes variantes pour ce projet sont : a. Pont dalle Ce type d’ouvrage se caractérise par un tablier mince, c’est pour cela, qu’il est le plus privilégié sur le plan esthétique. Les ponts dalles sont employés en zone urbaine, dans les villes et pour les franchissements des autoroutes. De point de vue structure, le pont dalle présente un tablier robuste, puisque il a une bonne résistance au cisaillement et à la torsion, donc on peut l’employer en biais ou en courbe. Ce type d’ouvrage nous permet de minimiser la main d’œuvre, mais il nécessite plus de matière. En effet les ponts dalles consomment de 25 % à 30 % de plus de matière par rapport aux ponts à poutres. Les ponts dalle ne présentent pas de préfabrication en plus ils sont très sensibles au tassement différentiel pour la raison de la continuité des travées. Le pont dalle est utilisé pour des travées de 20m à 30m dans les cas courants et peut atteindre la longueur de 35m dans les cas exceptionnels.

Figure 5 : Exemple de pont dalle [3] b. Ponts à poutres préfabriquées Le béton coulé en atelier, à poste fixe, a une meilleure qualité par rapport au béton mis en place sur échafaudages, car les conditions de contrôle sont beaucoup plus faciles. En effet ce type d’ouvrage offre la possibilité à la préfabrication des poutres en béton armé ou en béton précontraint, ainsi il permet d’éviter les problèmes de l’échafaudage au sol ou de cintre d’étaiement, par ailleurs ces travaux de préfabrications peuvent être exécutés

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parallèlement avec d’autres travaux comme les fondations et la construction des appuis, ce qui entraine une minimisation de la durée d’exécution de l’ouvrage. Malgré que cette conception consomme plus de main d’œuvre, elle présente un gain de matière au niveau de l’acier et même au niveau du béton. C’est pour ça, que ce type d’ouvrage est le plus employé en Tunisie. Les ponts à poutres se caractérisent par un tablier épais, ils ne donnent pas d’importance au cotée esthétique et ils sont employés en zone rurale et principalement sur les oueds. Ce type d’ouvrage est beaucoup moins sensible aux tassements différentiels, en plus cette sensibilité face au tassement est diminuée lorsqu’on utilise des travées isostatiques.  Pont à poutres préfabriquées en béton précontraint (VIPP) Pour ce type d’ouvrage, la portée de la travée varie de 25m à 45m et peut atteindre 50m dans les cas exceptionnels. La portée économique se situe pour une travée de 35m. En Tunisie, les longueurs maximales sont soit de l’ordre de 35m pour un emploi d’un lanceur de poutres chez l’entreprise SOMATRA, soit des longueurs de l’ordre de 30m pour une possibilité de grues pour placer les poutres préfabriquées sur leurs appuis.

Figure 6 : Exemple d’une VIPP [3]  Pont à poutres en béton armé (TIBA) Pour ce type d’ouvrage, la portée peut atteindre au maximum les 25m, et il est recommandé pour des ouvrages de porté limité sinon on doit augmenter le nombre de travée et ca entraine une augmentation énorme du coût du projet.

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Figure 7 : Exemple d’une TIBA [3] c. Ponts à câbles Ce type de conception est rarement utilisé en Tunisie, sauf pour le cas du pont Rades _ La Goulette, à cause des problèmes de l’exécution.

Ces ponts sont classés suivant la longueur de la travée :  Pont suspendus de portée 300 à 2000 m.

Figure 8: Exemple de pont suspendu [3]  Pont à haubans de portée 80 à 1000 m.

Figure 9 : Exemple d’un pont à haubans [3] HASSEN BEN SALAH

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En Tunisie, cette conception présente un inconvénient au niveau de l’exécution des câbles, donc ce choix est à rejeté. d.

Ponts mixtes

Cette appellation recouvre des conceptions très variées, principalement liées au nombre et à la nature des poutres métalliques. Ce système de conception se différencie par le système porteur du tablier qui peut être sous forme de :  Bipoutres mixtes La structure métallique est composée de deux poutres, et c’est la conception la plus fréquente car elle réduit le nombre d’assemblage pour les poutres.  Tabliers multi poutres La dalle est posée uniquement sur les poutres, dont l’écartement est très faible au début puis il augmente progressivement. Le recours aux tabliers multi poutres est nettement moins fréquent,

puisque

les

croisements

poutres-entretoises

nécessitent

des

opérations

d’assemblages plus importants et des âmes nombreuses, alors qu’on a tendance, de nos jours, à simplifier la structure.  Caissons avec dalle en béton : Ce type d’ouvrage présente un tracé en plan en courbe. Cette conception est utile, lorsqu’il est nécessaire d’avoir des appuis intermédiaires ponctuels pour limiter l’emprise des piles, comme dans le cas des voies ferrées ou dans le site urbain, or ce n’est pas le cas pour ce projet.

Figure 10: Exemple d’un pont mixte [3] HASSEN BEN SALAH

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IV.

Choix de la variante

Afin de minimiser le coût du projet, on doit éliminer la conception d’un pont mixte puisque le coût de l’acier est élevé. Aussi comme on a signalé que la conception de pont à câble est rarement réaliser en Tunisie, le choix se limite entre pont dalle et pont à poutre préfabriquées. En effet cette dernière est la plus adéquate vue qu’il s’agit d’un ouvrage de franchissement d’un oued, donc on doit utiliser des poutres préfabriquées afin d’éviter les problèmes dues à l’exécution comme les travaux d’échafaudage et de coffrage. Reste à choisir la conception au niveau des poutres préfabriquées en béton armé ou en béton précontraint. Tout d’abord, on doit déterminer la longueur longitudinale de l’ouvrage. En effet, vu les contraintes suivantes :  Vérifications des côtes des culées qui ne doivent pas être prés du niveau d’eau.  Minimiser les travaux de remblayage et de déblayage.  Respecter la contrainte de la ligne de la route. D’où la longueur longitudinale de l’ouvrage est de 175m. Après on effectue une comparaison entre les deux choix :

longueur longitudinale du pont longueur d’une travée nombre des travées nombre d’appuis nombre de fondations à exécuter

Pont à poutres en béton armé L=175m l=20m 9 7 7

Pont à poutres en béton précontraint L=175m l=35m 5 4 4

Tableau 4: Comparaison entre les deux choix On remarque qu’au niveau des ponts à poutres en béton précontraint, on diminue le nombre des appuis et des pieux presque de moitié par rapport à la conception d’un pont à poutres en béton armé. Donc c’est une minimisation des couts très importante vis-à-vis le coût total du projet.  Conclusion : Pour des raisons économiques, ce projet de poutres préfabriquées en béton précontraint de longueur totale 175 m avec des travées isostatiques de 35 m de longueur.

V.

Coupe longitudinale du projet

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Longueur totale du projet = 175m

Figure 11 : Coupe longitudinale du projet

Chapitre 1 : conception du tablier I.

Introduction

Le tablier est constitué de poutres préfabriquées longitudinales de hauteur constante. Ces poutres sont solidarisées entre elles par des entretoises et un hourdis de faible épaisseur supportant la chaussée. Les poutres sont souvent parallèles et équidistantes, Elles comportent une large table de compression formant la membrure supérieure, et des talons constituant la fibre inférieure, ces deux éléments étant reliés par une âme de faible épaisseur. Les poutres ainsi réalisées ont un bon rendement mécanique qui permet à la structure de bien se placer dans la gamme des portées moyennes, à savoir d’une trentaine à cinquantaine de mètres. Les entretoises, dont le nombre est variable, ont pour rôle de raidir la structure transversalement. Leur hauteur est sensiblement égale à celle des poutres.

II.

Le hourdis

La réalisation de hourdis est facilitée lorsque les poutres de rive sont placées directement en rive et qu’il n’y a pas de hourdis à couler en encorbellement avec les poutres de rive. La liaison par le hourdis peut être réalisée de deux façons : 1. Hourdis intermédiaire HASSEN BEN SALAH

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Le hourdis est coulé entre les poutres, c'est-à-dire dans le prolongement des tables de compression. Ce choix conditionne l’épaisseur de l’extrémité des tables de compression égale à l’épaisseur du hourdis. 2.

Hourdis général

Les hourdis généraux sont plus faciles à coffrer puisque les coffrages peuvent être simplement appuyés sur les extrémités des tables de compression. 3. Choix du hourdis Pour un hourdis intermédiaire, il parait préférable de pré-contraindre l’ouvrage transversalement pour assurer un meilleur fonctionnement transversal du tablier qui présente des plans préférentiels de fissuration au niveau des reprises de bétonnage multiples. Cependant, alors que le hourdis précontraint transversal était systématiquement employé il y a une vingtaine d’année, il est de moins en moins de nos jours, compte tenu de son coût (le cout des ancrages notamment pour des câbles courts). Il n’est envisagé que pour des ouvrages très larges. C’est pour ces raisons que la tendance actuelle consiste à réaliser des hourdis généraux en béton armé, coulés en dessus des poutres. 4. Epaisseur du hourdis L’épaisseur du hourdis est pris égale à hd 

b0 , avec b 0 est l’entraxe des poutres. 16

En effet si on prend la valeur b 0 égal à 2,7m, alors l’épaisseur du hourdis est h d=0,168m et de largeur égal à celui du pont, soit à 14,5m. 5. Coffrages perdus Pour réaliser les coffrages perdus entres les poutres, on peut utiliser d’une part des coffrages perdus en fibre-ciment de faible épaisseur dont la portée est limitée, par exemple 0,90m au maximum pour une épaisseur de 2,5cm, et par suite on est amené à diminuer cette portée libre en élargissant les tables de compression des poutres, en plus ce type de coffrage présente également l’inconvénient d’être constitué d’un matériau fragile pouvant se rompre de manière brutale. D’autre part on peut utiliser des prédalles en béton armé qui ne participent pas à la résistance de la structure, on les considère comme un poids mort et c’est ça leur principale inconvénient. HASSEN BEN SALAH

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Pour notre pont, on opte pour un coffrage perdu en béton armé d’épaisseur 6cm et de longueur de 0,80m.

Prédalle perdu

Figure 12 : Coffrage perdu

III.

Les poutres 1. Longueur de calcul : lc

La longueur d’about est prise dans l’intervalle de 0,5m à 0,6m. Pour le présent pont, on opte pour une longueur d’about égal à 0,5m et par suite la longueur de calcul est :

L c = l - 2 .d = 35 – 2*0, 5 donc l c=34m. 2. Profil des poutres Le recours à la préfabrication permet d’envisager des formes de poutres assez élaborées, difficiles à coffrer, mais permettant de faire travailler au mieux la matière. Finalement on adopte des poutres avec talon.

3. Espacement des poutres L’espacement courant ou entraxe des poutres est voisin de 3m. Dans la pratique, il varie entre 2,5m et 3,5m et exceptionnellement 4m. Le nombre de poutres va donc dépendre essentiellement de la largeur du tablier et de la position des poutres de rive. Dans la mesure du possible, on cherche à positionner ces poutres de rive le plus prés des bords libres, de manières à supprimer la partie de hourdis à couler en encorbellement les poutres de rive qui est difficile à coffrer. On adopte comme entraxe b0 = 2,7m. Donc le nombre des poutres par travée est égal à 6 poutres.

4. Hauteur des poutres HASSEN BEN SALAH

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L’élancement habituelle se situe entre

hp 1 1 1 1 à de la portée de la poutre, donc = à . lc 18 16 18 16

Le non respect de cet élancement conduit à des talons très larges et à un poids important des poutres. L’élancement économique est égal à

1 , pour ce pont, la largeur de calcul est égale à 17

34m, donc a h p =34*(1/17). Donc hp =1,88m on prend finalement hp =1,8m.

5. Epaisseur de l’âme L’épaisseur de l’âme fixée pour ba =0,18m à 0,25m, on prend une âme égal à 0,2m, donc ba =0,2m.

6. Largeur de table de compression La largeur de table de compression est pris égale dans l’intervalle 0,5 à 0,7 de la hauteur de tablier c'est-à-dire 0,5 à 0,7 de hp , donc on adopte comme largeur de compression un bt =0,5* hp =0,55*1,8=0,99m, donc bt =1m.

7. Dimension du talon de la poutre La méthode de SETRA [2,6] recommande un calcul les dimensions du talon de la poutre. Pour cela, on a besoin d’un angle α qui vérifie que Tang(α) = 1 à 1,5. On prend α=45°. (Voire la figure n°10). La largeur du talon est calculée sachant que Lt est la largeur du tablier chargeable tel que Lt =Largeur roulable + BAU + BDG = 13,5m. Avec BAU : bande d’arrêt d’urgence de 2m et BDG : bande dérasé de gauche de 1m. Lc est la largeur de calcul égal à 34m. Kt : constante sans unité égael à 1100 à 1300, hp=2m.

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bta 

Lt xlc ² 13, 5 x34²   0, 54m h p ² xkt xn 1, 8² x1200 x 6

Donc b ta = 0,54 m. 

Calcul des hauteurs du talon :

On a tan α = 1 à 1,5 et h2 =0,1 à 0,2 m Si on choisi α = 45° d’où h1=

bta  ba 0,54  0, 2   0,17 m 2 2

Et si on choisi h2=0,1m d’où h ta= h2+0,5* h1

donc

h ta =0,185m

Figure 13: Talon d’une poutre précontrainte 

Vérification du rendement :

Il est recommandé d’avoir un rendement de 0,45 à 0,55 pour ce type de poutres, on calcule le rendement comme suit : ρ=

I avec V et V’ position du centre de gravité de G. AxVxV '

Telle que :

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1 ba * hp ²  (bt  ba ) * hd ²  (bta  ba ) * hta * (2hp  hta ) V  { } 2 ba * hp  (bt  ba ) * hd  (bta  ba ) * hta 1 0, 2 * 2²  (1  0, 2) * 0,168²  (0,54  0, 2) * 0,185 * (2 * 2  0,185)  { }  1, 05m 2 0, 2 * 2  (1  0, 2) * 0,168  (0,54  0, 2) * 0,185 D’où on aura : V’= ( h p -V)=1,8 – 1,05 =0,75m I : Moment d’inertie de la section par rapport à l’axe x passant par son centre de gravité, sachant que y1=V=1,05m et y2=V’=0,75m, est calculé comme suit : 1 3

 I p  [bt * y13  (bt  ba ) * ( y1  hd ) 3  bta * y13  (bta  ba ) * ( y 2  hta ) 3 ] = 0,75m4.  A : Aire de la section : A  bta * hta  ba * [( y1  hd )  ( y 2  hta )]  bt * hd =0,96m². Le rendement alors est ρ=0,49. (Vérifiée). Finalement les caractéristiques d’une poutre sont résumées dans la figure suivante :

Figure 14:Coupe transversale d’une poutre

IV.

Les entretoises

Les entretoises ont pour rôle de répartir les charges entre les poutres et de les encastrer à la torsion sur appuis, en plus elles présentent un rôle indispensable pour l’opération de vérinage du tablier rendu nécessaire pour le changement des appareils d’appuis, à moins de prévoir des dispositifs particuliers. Le cas de charge correspondant est souvent prépondérant pour le dimensionnement des entretoises.

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1. Hauteur des entretoises La hauteur d’une entretoise pris égal à (0,8 à 0,9) hp, On opte pour la hauteur d’une entretoise he égal à 0,9m. Donc he =0,9m. 2. Epaisseur des entretoises L’épaisseur des entretoises est prise par défaut dans l’intervalle 12cm à 16cm.On peut considérer comme épaisseur be= 15cm=0,15m.

V.

Les équipements du tablier 1. Les corniches

Les corniches sont des éléments qui équipent les bords latéraux d`un pont. Elles présentent la ligne de l’ouvrage surtout lorsque la dalle est coulée sur place. Les corniches peuvent se présenter comme un lamier pour l’écoulement latéral des eaux et par suite éviter le ruissellement de l’eau sur la partie porteuse de la structure. Elles aussi permettent le scellement des garde-corps. Le poids propre des corniches varie est de 2 KN/ml à 3 KN/ml. Pour ce pont on prévoit une corniche dont le poids propre est égal à 3 KN/ml.

Figure 15: Les corniches [3] 2. Les dispositifs de retenue Ce sont les équipements destinés à retenir les piétons ou les véhicules en perdition. On distingue les gardes corps et les glissières. Les gardes corps employées, sont de type BN4 dont le poids propre est égal à 0,65 KN/ml et le poids d’une glissière souple est de 0,15KN/ml. 3. Les appareils d’appui

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Le rôle des appareils d’appui est de transmettre les actions verticales dues à la charge permanente et aux charges routières, ils permettent les mouvements de rotations dues aux effets des charges routières, et les déformations différées du béton et aussi peuvent tenir compte des actions sismiques dans les cas échéant. Pour ce pont, on prévoit des appareils d’appui en élastomère fretté. L’épaisseur des frettes est comprise entre 1 et 3mm, et l’épaisseur des feuilles de néoprène est de 8, 10 ou 12mm.

Figure 16: Appareil d’appui en élastomère fretté [3] 4. Revêtement des tabliers Le revêtement du tablier comprend une couche d`étanchéité et une couche de roulement. C`est l`un des équipements les plus importants, il correspond à 4 ou 5% du coût total.

Le

revêtement des tabliers assure la protection de la structure, la résistance et évite le dérapage pour les véhicules. Le revêtement comprend : 

Une couche d’étanchéité est d’épaisseur de 3 cm et de masse volumique de 22 KN/m3



Une couche de roulement : la couche de roulement doit être antidérapante. Elle est constituée par un tapis d’enrobés bitumineux d’épaisseur 7cm et de masse volumiques de 22KN/ml.

5. Joints de chaussées Le joint de chaussée est le dispositif qui équipe une coupure du tablier et assurer la libre dilatation des tabliers. Ils évitent la discontinuité de la chaussée et assurent les bonnes conditions de roulement aux abords.

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Figure 17: Les joints de chaussées [3] 6. Système d’évacuation d’eau Il assure une évacuation rapide des eaux pluviales pour éviter l’inondation de la chaussée et les infiltrations dans les couches de roulement.

Figure 18: Système d’évacuation d’eau [3]

VI.

Coupe transversale du tablier

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Figure 19 : coupe transversale du tablier

Chapitre 2 : dimensionnement du tablier I.

Etude des poutres

Les tabliers des ponts à poutres sont des structures tridimensionnelles pour lesquelles de nombreuses méthodes de calcul classiques ont été proposées. En général, l`étude du tablier est subdivisée en une étude dans le sens transversal et une étude dans les sens longitudinal. La première étude donne un coefficient de répartition transversale CRT dont on le multipliera avec les sollicitations globales retrouvées dans le sens longitudinal pour obtenir les sollicitations moyennes d’une poutre. Ainsi, on obtient le principe suivant : Sollicitations moyenne=CRT x sollicitations globale.

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1. Méthode de Guyon-Massonnet La méthode de Guyon-Massonnet, développé originalement par Guyon en 1946 et mise sous forme de tableaux numériques par Massonnet en 1954, est utilisée lorsque la rigidité torsionnelle des éléments d’un pont ne peut pas être négligée et la section transversale du pont est considérée comme étant déformable. Cette méthode consiste à déterminer le coefficient K pour la répartition transversale des surcharges pour le moment longitudinale, et le coefficient µ pour le moment transversale. 2. Calcul des paramètres du pont Le comportement mécanique du pont est défini avec deux paramètres, le paramètre de torsion

 et le paramètre d`entretoisement  . 



Paramètre de torsion :  

 p  E 2  pE

   Paramètre d`entretoisement :   b  p  L  E 

1

4

Avec : b : la demi largeur active du pont ; L : la portée de la travée Toutes les poutres sont identiques et caractérisées par :  Leur rigidité à la flexion :  p et Leur rigidité à la torsion :  p Le hourdis qui joue le rôle des entretoises est aussi caractérisé par :  Leur rigidité à la flexion :  E et Leur rigidité à la torsion :  E  e : est l’excentrement transversal de la charge appliquée par rapport à l`axe longitudinal du pont.  y : est l’excentrement transversal de la poutre par rapport à l`axe longitudinal du pont.  K : est un coefficient déterminé par les tableaux de Guyon-Massonnet. Une fois on calcule les deux paramètres

 et  on arrive à déterminer les lignes d`influences

c'est-à-dire la valeur de K en fonction de e lorsque y est fixée. 3. Lignes d`influences HASSEN BEN SALAH

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On détermine la ligne d`influence pour une poutre de rive et pour une poutre centrale. Les deux paramètres fondamentaux qui définissent le comportement du pont sont : le paramètre de torsion (  = 0,34) et le paramètre d`entretoisement (  = 0,54). D`après la méthode GuyonMassonnet, On a pu déterminer les courbes des lignes d`influence pour la poutre de rive et aussi pour la poutre centrale. a. Poutre de rive

K

Excentrement transversale (m)

Figure 20: Ligne d’influence pour la poutre de rive b. Poutre centrale

K

Excentrement transversale (m)

Figure 21: Ligne d’influence pour la poutre centrale HASSEN BEN SALAH

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4. Les coefficients de répartition transversale (CRT) Dans l`absence des entretoises intermédiaires, c`est le hourdis qui joue le rôle d`entretoisement. Ainsi, pour déterminer les efforts dans une poutre, on doit tenir compte de la répartition transversale des surcharges et ceci à travers un coefficient de répartition transversale CRT. Celui-ci montre la portion des surcharges transmises dans une poutre. D’une manière générale le CRT est déterminé de la manière suivante : n



pK i

1

n

p

i

n

i

=

p K i 1

np

n



K

i

1

n



K n

1

Avec

pi : charge sinusoïdale appliquée sur le pont K : coefficient déterminé par les tableaux de Guyon-Massonnet (voir courbes

lignes d`influence). On simplifie p et par suite, on n`a pas besoin d`écrire son expression sinusoïdale. D’où,  =

K n

, n : nombre des poutres principales.

Les valeurs des CRT sont résumées dans les tableaux suivant le type de chargement : a. Poutre de rive charge

CRT

caractéristiques

AL

0,34

Bc

0,906

LAL=6,7m et a 1=1 bc=0,95 P=12 t ou 6 t

Mc 120

cas le plus défavorable 2 voies chargées

3 files de Bc long 0,52 LMc=1m 1 char de Mc120 Tableau 5 : Valeurs des CRT pour la poutre de rive

b. Poutre central charge

CRT

caractéristiques

AL Bc

0,15 0,669

LAL=13,4m et a 1=1 bc=0,8 ; P=12 t ou 6 t

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cas le plus défavorable 4 voies chargées 4 files de Bc

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long Mc 120

0,197 LMc=1m 1 char de Mc120 Tableau 6: Valeurs des CRT pour la poutre centrale

Le tableau comparatif des CRT poutre de charge AL Bc Mc120

poutre

rive centrale 0,34 0,15 0,906 0,669 0,52 0,197 Tableau 7: comparaison des CRT

Pour la raison de préfabrication on se limite à l’étude d’une seule poutre« poutre modèle », dont les CRT sont les plus défavorables et par suite toutes les poutres auront le même ferraillage. On choisit donc les valeurs les plus défavorables : donc on prend en compte les valeurs des CRT suivants : charge

CRT

caractéristiques

AL

0,34

Bc

0,906

LAL=6,7m et a 1=1 bc=0,95 P=12 t ou 6 t

Mc 120

0,52

long LMc=1m

cas le plus défavorable 2 voies chargées 3 files de Bc 1 char de Mc120

Tableau 8:Valeurs des CRT pour la poutre modèle 5. Sollicitation de calcul Les poutres sont soumises à l’effet des charges suivant : a. Charge permanente Elle est composée par le poids propre du tablier et la charge de la superstructure. b. Charges routières:  Charges à caractères normaux comprenant deux systèmes différents : AL et BC.  Les charges routières à caractère particulier de type militaire et du type exceptionnel. 6. Moments fléchissant Tout d’abord, on détermine les moments suivants : Mxper ; MxAl ; MxBc ; MxMc , HASSEN BEN SALAH

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la combinaison de calcul « Mx = Mxper + Sup ( MxAl ; MxBc ; MxMc) » permet d’obtenir les moments fléchissant dans les différents sections. M (KN.m) X(m) ELU ELS 0 0 0 Lc/10 5953,76 4410,19 2Lc/10 10663,2 7941,4 3Lc/10 13892,8 10290,95 4Lc/10 15878,8 11762,07 Lc/2 16538 12250,37 Tableau 9: Valeurs des moments fléchissant Le moment fléchissant est maximal au niveau de la section de Lc/10 et diminue progressivement en s’approchant de la poutre. 7. Effort tranchant De même on détermine les efforts tranchants dans les différentes sections : T (KN) X(m) ELU ELS 0 1972,26 1468,86 Lc/10 1631,86 1002,38 2Lc/1 0 1318,43 976,62 3Lc/1 0 1226,12 744,55 4Lc/1 0 912,88 512,42 Lc/2 378,434 280,32 Tableau 10:Valeurs des efforts tranchants La valeur de l’effort tranchant est maximale au niveau de la section de Lc/10 et diminue progressivement en s’approchant de la poutre. 8. Ferraillage des poutres a. Principe de câblage Le câblage longitudinal des poutres comporte deux familles de câbles.  La première famille de câbles, qui sont généralement tous ancrés à l’about, est constituée de câbles de moyenne puissance. Elle représente environ les 2/3 de la précontrainte longitudinale totale.

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 La deuxième famille de câbles, est constituée des câbles relevés en travée, mis en tension sur la section complète poutre et hourdis. Elle représente environ le 1/3 de la précontrainte longitudinale totale.

2 ème famille

1 ère famille Figure 22: Coupe longitudinale d’une poutre précontrainte b. Résultat de calcul à mis travée  Calcul de la précontrainte :

M min 6,22MNm M max 12,25MNm M 6,03MNm précontrainte réelle 10,67MN Tableau 11 : Calcul de la précontrainte totale La valeur de la précontrainte réelle est assez levée, donc pour vérifier les hypothèses de coffrages, on applique le principe de câblages pour deux familles.  Câblage des aciers précontraints : première famille précontrainte 7,11MNm nombre de câble

deuxième famille précontrainte 3,555MNm

6 câbles 12T13 nombre de câble Tableau 12: câblage des aciers longitudinaux

3 câbles 12T13

 Effort tranchant :

effort tranchant à l'ELU contrainte

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Vu min Vu max

1,972M N 2,04M N

4,54MPa

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tangentielle section

cadre

d'armatures

HA16

Tableau 13: Résultat de calcul pour l’effort tranchant c. Coupe transversale à mis travée de la poutre précontrainte

2 HA 16

1 cadre de peau des goussets

1m

1 cadre HA 16 1,8m

1 cadre de talon 6 câbles 12 T 13 HASSEN BEN SALAH a 38mm

7 HA 16 PFE, ENIT 2008

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0,54m

Figure 23: Coupe transversale d’une travée poutre

II.

Etude de l’hourdis 1. Introduction

Le hourdis est un élément d’épaisseur faible par rapport à ses autres dimensions, il est chargé perpendiculairement à son plan moyen. Le hourdis est supposé reposer sur des poutres à âme mince et ayant une faible rigidité de torsion, dans ce cas on considère que le hourdis est simplement appuyé sur les poutres, puis on tient compte forfaitairement de la continuité du hourdis. Puisque les travées ne sont pas entretoisées en zone courante, c à d il n’y a pas d’entretoise intermédiaire, les efforts dans le hourdis sont surtout donnés par le calcul des efforts transversaux dans les poutres. Dans ce cas, le hourdis va jouer le rôle d’entretoisement. L’étude du hourdis se divise en deux parties, une étude locale et une transversale. Finalement : Flexion locale + flexion transversale = flexion totale. 2. Les sollicitations Le calcul du hourdis est effectué en utilisant un modèle élastique et linéaire et plus précisément à travers les résultats de calcul des plaques minces. Le hourdis est calculé aux :

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 Charges permanentes (poids propre et superstructures).  Système de chargement AL.  Surcharges roulantes B (avec ses trois systèmes Bc ; Bt ; Br).  Surcharges militaires Mc120 Tout d’abord, on étudie les sollicitations pour un panneau de dalle simplement appuyé sur les poutres principales et les entretoises, ensuite on considère la continuité à travers des coefficients forfaitaires. 3. Flexion locale a. Moments fléchissant On présente les valeurs des moments de chaque type de chargement suivant le sens de x et y :

Surcharges

MX [KN.m]

My [KN.m]

Gper

ELS 14,62

ELU 19,73

ELS 0

ELU 0

Bc

58,78

78,38

15,09

20,129

Bt

36,225

48,3

3,1

4,145

Br

25,1

33,47

18,01

24,02

Mc120

41,58

56,133

1,97

2,66

Tableau 14: Moments fléchissant dans la dalle articulée à l`ELS et l`ELU

b. Effort tranchant De même pour les efforts tranchants, on présente les résultats dans le tableau suivant : TX [KN/ml] ELS ELU 21,77 29,39

Ty [KN/ml] ELS ELU 0 0

Bc

52,3

69,73

52,3

69,73

Bt

41,88

55,85

48,09

64,12

Br

52,36

69,8

58,87

78,5

Surcharges Gper

Mc120 46,77 63,147 34,356 46,38 Tableau 15: Efforts tranchants dans la dalle articulée à l`ELS et l`ELU

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On remarque que le système de charge B (Bc, Bt, Br) est le plus défavorable par rapport aux autres systèmes. c. Combinaison de calcul Le coefficient de majoration dynamique Mc=1,2 : pour la charge Mc Le coefficient de majoration dynamique B=1,182 : pour le système de charge B.  La combinaison des moments est la suivante : M0x=  G .M OX

per







 Sup  B QB1 .Sup bc .M OXBc ; bt .M OXBt ; M OXBr ;  Mc . QMc1 .M OXMc









M0y=  G .M OY  Sup  B Q1 .Sup bc .M OY ; bt .M OY ; M OY ;  MC . Q1 .M OY per

B

BC

Bt

Br

MC

MC



D’où le tableau récapitulatif : Sollicitatio Mox [KNm/m]

Moy[KNm/m]

ns ELS 73,5 18,01 ELU 98,11 24,02 Tableau 16: Moments dans la dalle articulée  La combinaison de l’effort tranchant est la suivante : Sollicitatio

Tox

Toy[KN/m]

ns [KN/m] ELS 74,13 58,87 ELU 99,2 69,73 Tableau 17: Efforts tranchants dans la dalle articulée Les sollicitations dans la dalle continue sont répartir comme la montre la figure suivante :  Moment fléchissant Hourdis

Poutr e

Figure 24: Répartition des moments sur la dalle continue HASSEN BEN SALAH

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D’où les résultats pour les moments suivant la direction de X-X et celle de Y-Y :

M X-X [KN.m/m]

Sens ELS

En travée De rive Intermédiaire 58,8 55,125

Sur appui De rive Intermédiaire -36,75 -36,75

ELU

78,488

-49,05

73,59

-49,05

Tableau 18: Moments fléchissant dans la dalle continue suivant X –X

M Y-Y [KN.m/m] En travée Sur appui De rive Interm De rive Interm 14,041 14,041 -9,005 -9,005

Sens ELS ELU

19,22

19,22

-12,01

-12,01

Tableau 19: Moments fléchissant dans la dalle continue suivant Y –Y

 Effort tranchant Sollicitations

Tox [KN/m]

Toy[KN/m]

ELS 74,13 58,87 ELU 99,2 69,73 Tableau 20: Efforts tranchants dans la dalle continue

4. Etude de la flexion transversale On présente les différents résultats pour les Moment fléchissant suivant les différents systèmes de chargement. Charge M y (t.m/ml)

g per

Bc

Bt

Br

Mc120

ELS

-1,282

1,75

1,05

0,277

1,56

ELU

-1,73

2,327

1,4

0,368

2,106

Tableau 21: Moment fléchissant pour différentes charges 5. Flexion totale Pour chaque charge la flexion totale est obtenue de la manière suivante : a. Dans le sens de X-X : En travée : M x tot =M x loc + M x trans HASSEN BEN SALAH

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Sur appui : M x tot = M x Loc b. Dans le sens d’Y-Y : M y tot = M y

loc

D’où les résultats suivants : c. Moment fléchissant M X-X [KN.m/m] Sens

M Y-Y [KN.m/m]

En travée Sur appui En travée Sur appui

ELS

78,08

98,11

18,01

18,01

ELU

105,41

132,4

24,32

24,32

Tableau 22: Sollicitations totales de l`hourdis d. Effort tranchant Sollicitations

T ox[KN/m]

T oy[KN/m]

ELS 74,13 58,87 ELU 99,2 69,73 Tableau 23: Efforts tranchants résultant

6. Ferraillage de l’hourdis Le hourdis est calculé comme une poutre à section rectangulaire sous l’effet de la flexion simple, à l’ELS. Le ferraillage est donné par mètre linéaire, pour cela on suit généralement les règles du BAEL 91.  Tableaux récapitulatifs du ferraillage de l’hourdis : En travée Sens X-X Sens Y-Y Nappe supérieure Nappe inférieure

Sur appui Sens X-X Sens Y-Y 4HA 16

15 HA 16

4 HA 16

20 HA 16

Tableau 24: Ferraillage de l’hourdis

III.

Etude des entretoises

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1. Opération de vérinage En présence des poutres préfabriquées, l’emploi des entretoises complique l’exécution, car la technique de la préfabrication a pour but d’éviter l’échafaudage au sol (étaiement). C’est pour cette raison qu’on se conçoit que des entretoises d’appui. Ces entretoises d’appui, solidarisent la section transversale, sont nécessaires lors de l’opération de vérinage. Cette opération est souvent effectuée pour changer les appareils d’appui, elle demande un soulèvement du tablier à l’aide des vérins qui sont placées sur la tète des appuis (tel que chevêtre) et sous les entretoises d’appui. Les vérins jouent un rôle d’appui provisoire pour les entretoises, ainsi l’entretoise est calculée comme une poutre supportant :  Son poids propre : force répartie  La somme des poids propre des superstructures, de l’hourdis et de la poutre principale : force concentrée. 2. Sollicitations sur les entretoises L’emploi de Trois vérins est le plus courant pour les ponts à poutres, pour ce pont s’agit de six poutres donc, on place un vérin à coté de chaque poutre de rive donc l’entraxe entre ces deux est de 0,75m et un vérin au milieu du pont c'est-à-dire 0,75m de la poutre centrale. a. Sollicitations sur les entretoises

 Charge concentrée

Poids propre de la poutre principale

Poids propre de l`hourdis

Poids propre de la superstructure D’où la force concentrée qui s’applique sur l’entretoise est :

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Gpp = A

L . BA  38,06 KN 2

Gd = b0 .hd .

Gst = gst .

L  BA  82,22 KN 2

L = 155,44 KN 2

Gp = Gpp + Gd + Gst =275,7 KN

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Tableau 25: La charge concentrée sur les entretoises

 Charge permanente : 25 KN/m3.0,15.0,9=3,375 KN/m. b. Le schéma statique

Gp=275,7 KN

ge=3,375 KN

1,25m

14,5 m

5,4 m

1,25 m

Figure 25: Schéma du chargement de l`entretoise

Les fissurations sont préjudiciables, le calcul du ferraillage sera mené donc à l`ELS. Le ferraillage des entretoises est continue sur toute la longueur, c’est-à-dire on ne présente pas d’arrêt de barres, ainsi on détermine le moment maximales pour avoir le ferraillage inférieur et le moment maximum négatif pour le ferraillage supérieur. La modélisation de cette structure par le logiciel « ROBOT 19 » donne les résultats des moments fléchissant et des efforts tranchants : sollicitation à l'ELS moment positif maximum

279,35 KN.m

moment négatif minimum

380,23 KN.m

effort tranchant maximum

365,53 KN

Tableau 26 : Résultats de calcul pour les entretoises 3. Ferraillage des entretoises Les résultats de ferraillage sont représentés dans le tableau suivant : HASSEN BEN SALAH

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Armatures longitudinales

Armatures transversales

nappe inférieure nappe supérieure contrainte limite tangentielle contrainte limite conventionnelle diamètres des armatures

10 HA 16 8 HA 20 3 Mpa 2,8 Mpa 1 cadre et 2

transversales espacement maximal

étriers HA 16 60 cm

Tableau 27: Ferraillage des entretoises

Chapitre 1 : conception des d’appuis I.

Introduction

Les appuis ont pour rôle de transmettre les efforts provenant du tablier jusqu’au sol de fondation, On distingue deux types d’appuis : Les culées qui sont les appuis extrêmes et les piles qui sont les appuis intermédiaires.

II.

Conception des appuis 1. Conception des culées [6] a. Fonction des culées

Une culée se caractérise par deux fonctions  Fonction mécanique : Transmettre des efforts au sol de fondation : qui signifie une répartition aussi équilibrée que possible des efforts dans les divers éléments de la fondation, en plus limitation des déplacements verticaux et horizontaux

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 Fonction technique : elle permet l’accès à l’intérieur de l’ouvrage, en plus On peut associer à une culée une chambre de tirage lorsque les conduites ou les canalisations passent à l’intérieur du tablier. b. Choix des culées On distingue deux types de culées  Les culées enterrées : ils sont les plus économiques et les plus simples à l’exécution  Culées remblayées On adopte des culées enterrées pour ce pont. c. Eléments principaux des culées

Figure 26: La culée  Le mur garde grève Il sépare le remblai de l’ouvrage, c’est un voile en béton armé, construit après achèvement du tablier. Il comporte une discontinuité due à l’appui de la dalle de transition, appelé corbeau d’appui. Le mur garde grève est soumis à l’action des forces horizontales sur la face arrière de contact avec les terres, poussée des terres, poussée des charges locales en arrière du mur, et des efforts de freinage dus aux charges roulantes. Ces dimensions sont généralement pris comme suit : Epaisseur e = 40cm ; Hauteur h = 2m  Dalle de transition Elle assure la transition entre une structure souple (le talus de remblai) et une structure rigide (le tablier) pour éviter tout risque de tassement. La longueur de la dalle dépend de la distance sur laquelle on doit bien compacter le remblai et sera pour ce pont égale à 3m et de largeur de HASSEN BEN SALAH

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14.5m car elle doit balayer toute la largeur de la chaussée, et elle aura une épaisseur de 0.3m. La dalle de transition repose sur un béton de propreté et aussi sur un remblai situé derrière les culées qui doit être minutieusement compacté, afin d’empêcher à la dalle de transition toute rotation nuisible Pour le ferraillage de la dalle de transition, SETRA a recommandé la solution qui vérifie l’état limite ultimes et services.  Le mur de retour Le mur en retour assure une tenue des terres dans les zones latérales du tablier. Il est soumis à son poids propre, à la poussée horizontale répartie et aux charges concentrées vers l’extrémité du mur. Les valeurs retenues pour ces charges sont conventionnelles, en effet, Les charges concentrées sont appliquées à 1m d’extrémité théorique du mur et comprenant une charge verticale de 4 tonnes et une charge horizontale de 2 tonnes. 2. Conception des piles [7] Elles permettent la transmission des contraintes développées par le poids propre du tablier et les surcharges de circulation. Généralement les piles se composent d’un élément porteur et d’un chevêtre. a.

Choix des piles

On distingue généralement deux types de piles  Piles de type colonnes : Ils se caractérisent par un coffrage et un ferraillage plus simples. Ils sont aussi plus économiques.  Piles de type voiles : Ces piles sont employées lorsqu’une grande robustesse vis-à-vis des chocs de bateaux ou de véhicules est à chercher. Mais ils ont l’avantage d’être plus esthétique. On opte à des piles de type colonnes à cause de :  la contrainte du coût.  l’absence des risques de chocs.  éviter le phénomène de turbulence (Minimiser la surface de contact entre l’eau et l’appui), HASSEN BEN SALAH

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b. Nombres et espacement des colonnes L’espacement et le nombre des colonnes dépendent des dispositions des appareils d’appui. Pour notre projet, on a quatre appareils d’appui pour chaque file donc on adopte quatre colonnes. L’espacement des colonnes est de 3Ф où Ф est le diamètre d’une colonne. Pour que les descentes de charge s’effectuent directement, Les colonnes sont couramment disposées de façon uniforme, au droit des appareils d’appui. Le dossier PP73 du SETRA, propose une formule empirique pour le calcule du diamètre de la colonne, liant le diamètre Ø à leur hauteur H et à la portée Lc. la hauteur de la colonne est de 6m.  ( m)  Max(0.5m;

4H  L 4 x6  34  0.1) 100 = Max (0,5m ; =0,58 ; 0,1) =0,58m. 100

Le diamètre  , à titre indicatif, est majoré. Donc on adopte un diamètre d’une colonne égal  =1m. L’espacement entre les colonnes est 3.  =3m

3. Pré dimensionnement des chevêtres [7] Le chevêtre permet l’ancrage des armatures de colonnes et de supporter les efforts des vérins pour soulever le tablier au cours du changement des appareils d’appui. D’après la recommandation SETRA, on opte un chevêtre :  Sur les piles : longueur de 14,5m, hauteurs de 1m, largeur de 2m.  Sur les culées : longueur de 14,5m, hauteur de 1m, largeur de 1,5m

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Chapitre 2 : Répartition des efforts horizontaux I.

Introduction

Les tabliers des ponts reposent en général, sur leurs appuis (piles et culées) par l`intermédiaire d`appareil d`appui, conçus pour transmettre les efforts horizontaux. En effet, les appareils d’appuis, généralement conçus-en en élastomère fretté, ont un rôle indispensable pour la limitation de ces efforts et pour l’absorption des déplacements du tablier par les distorsions du caoutchouc. Donc afin de calculer ces efforts, on doit fixer tout d’abord les caractéristiques de l’appareil d’appui.

II.

Predimensionnement des appareils d’appuis 1. Principe

On adopte des appareils d`appui en élastomère fretté. Ils sont constitués par un empilage de feuilles d`élastomère (Neropene) et de tôles d`acier jouant le rôle de frettes. Le dimensionnement des appareils d’appui est essentiellement basé sur la limitation des contraintes de cisaillement qui se développent dans l’élastomère au niveau des plans de frettage et qui sont dues aux efforts appliqués ou aux déformations imposées par l’appareil d’appui. 2. Condition sur l’aire de l’appareil d’appui La contrainte moyenne maximale (  m , max ) de l`appareil d`appui ne peut dépasser 15MPa :

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N max 15 MPa. Ou a, b les dimensions de l`appareil d`appui, et N ab N 0,706  470cm 2 . ultime normale en MN. Donc a.b  max  15 15  m , max =

max

est l’effort

3. Hauteur nette de l`élastomère Soit  H 1 : la contrainte de cisaillement de l’effort correspondant H1 et  1 l’angle de distorsion.  H 1  0.5G

Tg  1  0.5

U1  0.5 T

T > 2 U1

Avec U 1 est la somme des déplacements horizontaux à courte et à longue terme. U1 =27,2mm d’où T > 2x 27,2 = 54,4mm. Soit donc 6 feuillets de 10 mm et on aura comme hauteur T = 60mm. 4. Dimension du plan de l`appareil d`appui Soit a et b deux dimensions de l’appareil d’appui. On a

a a T  10 5

et a