Soutenance mémoire
GENERALITES
HISTORIQUE
La RN1 relie la capitale avec le moyen-ouest ; la construction de cette route a commencé en 1902 et a été terminée en 1910 ; elle était alors une route empierrée, qui a relié Antananarivo à Miarinarivo.
La réhabilitation de la chaussée constituée d’une couche de base de macadam, d’une couche de roulement en revêtement dense, ont permis de sauvegarder l’essentiel de l’investissement jusqu’à ce jour. Toutefois , les conditions de circulation sont épouvantes : défaut d’uni dû à des déformations du support, boursouflures, fissures longitudinales, faïençage, flaches, nids-de-poule, arrachement du revêtement , affaissement sévère de digue témoignent d’une fatigue générale de la chaussée.
Le défaut d’étanchéité de la couche de roulement par fissuration, usure ou arrachement de l’enduit laisse craindre des dégradations profondes et généralisées, comme le confirme l’apparition de nombreux nids-de-poule. Par ailleurs, trois ouvrages du franchissement méritent une étude approfondie en vue de leur réhabilitation ou reconstruction.
ROLE ET IMPORTANCE DE LA RN1
Jusqu’aujourd’hui, c’est la RN1 qui est la seule route qui assure la liaison du moyen-ouest avec la capitale. Elle joue donc un rôle très important pour le développement économique social et culturel de cette région ; elle assure surtout l’acheminement des productions agricoles et élevages vers la capitale. Si on ne parle que les trois principaux Fivondronana Tsiroanomandidy. Miarinarivo et Soavinandriana, ce sont de Fivondronana très productifs, en effet, en voici un extrait du statistique agricole de ces Fivondronana, obtenu auprès de l’INSTAT.
Diagnostic de l’ouvrage actuel
La descente sur terrain nous a permis de recueillir les données et de connaître l’état actuel de l’ouvrage.
Description
C’est un pont console à poutres sous-chaussées en béton armée, à 6 travées d’une longueur totale de 44,00m. Ce pont à une voie, avec une largeur circulable très étroite de 2,60m, est appuyé sur des piles en forme de portique en béton armé.
Auscultation de l’ouvrage
♦ Les tabliers sont en général en bon état ;
♦ Les culées et les poutres présentent des fissures obliques
♦ Le béton du trottoir s’éclate. Ce qui conduit à la corrosion des armatures ;
♦ Les gardes-corps sont totalement disparus ;
♦ Les piles en portique présentent des fissures ;
♦ Il existe des dépôts alluvionnaires au droit des piles ;
♦ Les bouts extrêmes du tablier ont été démolis par le trafic
Causes des dégradations
D’après notre analyse, les principales causes des dégradations sont :
♦ Le vieillissement des éléments du pont qui entraîne la diminution de leur résistance,
♦ Le débouché est réduit par la présence de nombreuses piles ;
♦ Affouillement ;
♦ Manque d’entretien ;
♦ La largeur très étroite de l’ouvrage ;
♦ Les dégradations dues à des actes de vandalisme ;
♦ Accroissement du trafic.
Etude géotechnique
L’étude géotechnique menée par la LNTPB nous a donné les renseignements nécessaires pour connaître le type de fondation à adopter pour le pont d’Andromba.
Deux types de sondages ont été effectués :
– des sondages au pénétromètre dynamique pour connaître la résistance qd en fonction de la profondeur
– des sondages et essais pressiométriques permettant d’évaluer le module de déformation E et la pression limite Pl de chaque couche.
Résultats des sondages au pénétromètre dynamique
Cinq points de sondages ont été effectués : deux pour chaque rive et un sur le lit de la rivière. Pour la rive droite (côté Antananarivo) .
• Pd 7 :
Les pénétrogrammes nous permettent d’avoir la succession des couches suivantes, selon la valeur de la résistance de pointe à la pénétration dynamique.
– de 0,00 m à 6,50 m : la résistance qd est faible, inférieur à 2 Mpa
– de 06,50m à 9,00m : nous avons une résistance qd variant entre 2Mpa et 6 Mpa
– le refus dynamique est atteint à 9,22m de profondeur
• Pd 7’ .
La succession des couches, selon la résistance qd s’établit comme suit :
• de 0,00 à 1,00m : qd varie de 0 à 2 Mpa .
• de 1,00m à 1,60m : nous avons une grande variation de la résistance qd, de 2 Mpa à 12 Mpa
• de 1,60 à 8,20m : la valeur de la résistance qd est presque homogène, de 2 Mpa
• le refus se trouve à 9,51 m de profondeur.
Sur le lit de la rivière
• Pd : 8
Le diagramme pénétrométrique montre que :
– de 0,00 à 1,60 m : nous avons une faible valeur de qd, inférieur à2 Mpa
– de 1,60m à 7,50m : la valeur de la résistance qd varie en dent de scie, entre 4 Mpa et 8 Mpa
– le refus de trouve à 7,90m de profondeur .
Pour la rive gauche (côté Analavory)
• Pd 9 :
La succession des couches, selon la résistance qd s’établit comme suit :
– de 0,00 m à 3,00m : la résistance qd varie entre 2 Mpa et 4 Mpa
– de 3,00 m à 6,80m : la valeur de qd reste inférieur à 2 Mpa
– de 6,80m à 12,10m : la résistance oscille entre 4 Mpa et 6 Mpa
– le refus dynamique est atteint à 12,10m
• Pd 9’ :
L’analyse du diagramme montre que :
– de 0,00m à 3,00m la valeur de qd varie de 0 à 2,5mpa
– de 3,00m à 6,20m la résistance qd est très faible : de l’ordre de 1 Mpa
– de 6,20m à 12m qd oscille entre 1 Mpa à 6 Mpa
– à partir de 12,49 nous rencontrons le refus dynamique .
CHOIX DE L’OUVRAGE
Emplacement
L’axe du pont devra être perpendiculaire à la direction du courant, autant que possible. On choisira comme emplacement, l’axe de sondage effectué par la LNTPB, à 20m en amont du pont existant. Le choix de cet emplacement se fonde sur 4 raisons :
❏Rayon des accès amélioré surtout visibilité côté Arivonimamo.
❏Possibilité d’assurer la maintenance de la circulation par l’ancien pont pendant la réalisation des travaux, c’est-à-dire pas de déviation à faire.
❏Ouvrage pérenne résistant aux surcharges réglementaires.
❏Ayant 2 voies de circulation et le niveau de service plus élevé.
Longueur de l’ouvrage
La longueur du franchissement est de 44m.
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Table des matières
INTRODUCTION
PARTIE I-ETUDE SOCIO-ECONOMIQUE
PARTIE II- ETUDE TECHNIQUE
A- DIAGNOSTIC DE L’OUVRAGE ACTUEL
A-1 Description
A-2 Auscultation de l’ouvrage
A-3 Causes des dégradations
B- ETUDE HYDROLOGIQUE ET HYDRAULIQUE
B-1Situation géographique
B-2 Bassin versant
B-2-1 Surface et périmètre du bassin versant
B-2-2 Forme du bassin versant
B-2-3 Rectangle équivalent
B-2-4 Courbe hypsométrique-dénivellée
B-2-5 Pente moyenne du bassin versant
B-3 Estimation des débits maximaux de crue
B-3-1 Fonction de l’influence de la pente F(I)
B-3-2 Estimation des débits relatifs à des bassins versants de pente I = 8m/km
B-3-3 Estimation des débits relatifs à des bassins versants de pente I= 8,62 m/km
B-4 Courbe de tarage Q= f(H)
B-5 Calage de l’ouvrage
C- ETUDE GEOTECHNIQUE
C-1 Résultats des sondages au pénétromètre dynamique
C-2 Résultats des sondages et essais pressiométriques
D- CHOIX DE L’OUVRAGE
D-1 Emplacement
D-2 Longueur de l’ouvrage
D-3 Comparaison des variantes
D-3-1 Charge sur le pilier
D-3-1-a par les camions-systèmes Bc
D-3-1-b les piétons
D-3-2 Charge sur les culées
D-3-2-a par les camions
D-3-3 Variante 1 : Pont en B A à 2 travées indépendantes de 22m
A- Poutre principale de la superstructure
B- Piliers
C- Semelles sous piliers : coulée sur place
D- Culée / coulée sur place schéma 11 N° 8°
E- Pieux
D-3-4 Variante 2 : Pont en béton armé de travées de 22m, hyperstatiques
D-3-5 Pont en béton armé précontraint de 44m de portée : Variante 3
E-CONCEPTION DE LA VARIANTE PRINCIPALE
1° Fondation
2°Culée
3° Pile
4° Superstructure
4-1 Largeur de la chaussée
4-2 Poutres principale, entretoise, dalles
4-3 Revêtement de la chaussée
4-4 Trottoir
4-5 Garde-corps
4-6 Gargouilles
F- PREDIMENSIONNEMENT
1° -Prédimensionnement de la superstructure
G- CAS DE CHARGE ADMISSIBLES A MADAGASCAR POUR LE DIMENSIONNEMENT DES
G-1-1 Surcharges de chaussée
G-1-1 Système de surcharge uniforme « A »
G-1-2 Système de surcharge uniforme Bc
G-1-3 Système de surcharge d’essieu BC de 20 tonnes
G-1-4 Système de surcharge de roue Br de 8 tonnes
G-2 Effets dynamiques
H- HYPOTHESE DE CALCUL
H-1 Généralité
H-2 Méthode de calcul
I- DIMENSIONNEMENT DE LA SUPERSTRUCTURE
II- I-1 DALLE
I-1-1 Coefficient de Majoration Dynamique (C.M.D)
I-1-2 Détermination des efforts dans les hourdis du tablier
I-1-2-1- Hourdis console
I-1-2-2 Hourdis intermédiaire
a- Efforts dus aux charges permanentes
b- Efforts dûs aux surcharges d’exploitation
c- Armatures longitudinales
d- Vérification au poinçonnement
e- Armatures transversales
I-2 Poutres principales
I-2-1 Détermination de la section de calcul
II-2-2 Hypothèses
II-I-2-1-1 C.M.D
II-1-2-1-2 C.R.T
I-2-3 Détermination des armatures
II-2-1-1 Etat limite Ultime
II- 2-1-2- Etat limite de service
II-2-2 Armatures transversales
II-2-2-1 Détermination de contraintes
II-2-2-2 Influence de l’effort tranchant au voisinage des appuis
II-2-2-3 Section des armatures inférieures
II-2-2-4 Condition de non fragilité
II-2-2-5 Armatures de montage
II-2-2-6 Armatures de peau
I-3 Diaphragmes
I-3-1 Lignes d’influences des moments fléchissants et efforts tranchants
I-3-1-1 Ligne d’influence des moments fléchissants aux appuis
I-3-1-2 Lignes d’influence des moments fléchissants dans la section médiane
I-3-1-3 Lignes d’influence des efforts tranchants
I-3-2 Sollicitations
I-3-2-1 Moments fléchissants
I-3-2-2 Efforts tranchants
I-3-3 Calcul des armatures
I-3-3 Calcul des armatures
I-3-3-1 Section de calcul des armatures
J- DIMENSIONNEMENT DE L’INFRASTRUCTURE
J-1 Appareils d’appui
J-2 Calcul du chevêtre
J-2-1 Calcul de la ferraillage
J-3 Fût de la pile
J-3-1 Notation
J-3-2 Calcul des armatures
J-3-3 Disposition constructive
J-4 Semelle de liaison
J-5 Pieux sous pile
J-6 CALCUL DE LA CULEE
J-6-1 Mur Garde-Greve
J-6-2 Semelle de liaison
J-6-3Pieux sous Culée
K- ACCES
Partie III EVALUATION DU COUT DU PROJET
CONCLUSION
ANNEXES
