BLS AlpTransit PONT SUD DE RAROGNE

1. INTRODUCTION 6. DIMENSIONNEMENT DES PILES
2. ETUDE PREALABLE 7. FONDATIONS
3. AVANT-PROJET 8. METHODE DE CONSTRUCTION
4. PROJET DEFINITIF 9. ETUDE PARTICULIERE : PASSAGE CFF
5. DIMENSIONNEMENT DU CAISSON 10. CONSIDERATIONS FINALES

Professeur: Prof. Dr. Marc BADOUX

Assistants: André ORIBASI, DIC Aigle et Nicolas FELLAY, IBAP

Candidat: Daniel IMHOF

 

1. INTRODUCTION

Avec les NLFA qui permettent une liaison Nord-Sud plus rapide et RAIL 2000 qui améliore l’offre des transports publics au niveau national, la Suisse veut se donner des moyens de transport performants aussi bien au niveau national qu’européen.

D’autre part l’amélioration du matériel roulant ainsi que des mesures constructives appropriées permettent de mieux protéger la population du bruit.

Les points clé des NLFA sont les nouveaux tunnels du St-Gothard et du Lötschberg. Le transit des marchandises ainsi que le transport des voyageurs seront facilité et les temps de parcours réduits. D’autre part ces nouvelles liaisons permettront de transférer le fret transalpin de la route au rail.

La modernisation de l’infrastructure ferroviaire en réseau est une des conditions pour le développement économique de toutes les régions de la Suisse.

Le projet du tunnel du Lötschberg comprend deux tunnels de base à une seule voie. Il permet le raccordement des deux autoroutes N6 et N9 par la possibilité de charger tous les véhicules routiers sur le train. L’accès Nord est à Frutigen BE, la sortie Sud à l’est de Rarogne VS près de la gravière Theler en dessous de la route en direction d’Ausserberg/St.German.

Le raccordement Sud du tunnel à la ligne CFF (ligne existante Sion-Brigue-Milan) avec 2 longs ponts demande un aménagement exceptionnel qui protège le paysage. Outre la difficulté technique de la construction de ces ponts il y a le défi de garder la nature aussi intacte que possible. L’entrave au paysage la plus importante de toute la ligne de base du Lötschberg sera la traversée du Rhône à Rarogne.

Les deux ponts parallèles à voie unique relient le portail sud du tunnel à la ligne CFF de la vallée du Rhône. Le projet de diplôme ne se consacre qu’au pont Sud. Le pont Nord sera cependant pris en considération pour les questions d’esthétique.

Pour tout le projet je me suis tenu au règlement du concours BLS.

 

PROJET (Résumé)

 

 

2. ETUDE PREALABLE

2.1 Contraintes du projet

Contraintes géométriques :

 

 

Contraintes pour la construction :

 

2.2 Géologie

Le site du pont se trouve en bordure Nord de la plaine du Rhône, à l’emplacement d’une ancienne carrière et d’une actuelle installation de dragage et de préparation de matériaux. Sur sa rive droite, le Rhône jouxte directement le pied du versant, qui est, localement, relativement raide. La rive gauche du fleuve est constituée par la plaine alluviale. La voie CFF Lausanne-Brigue se situe en bordure du fleuve, sur la rive gauche.

 

 

3. AVANT-PROJET

Lors de l’avant-projet plusieurs variantes ont été dessinées et prédimensionnées très grossièrement. Parmi une vingtaine de variantes j’ai retenu 8 et après 4. Très vite je me suis rendu compte que les plus grandes difficultés étaient le passage du Rhône et le franchissement des voies CFF. On pouvait mettre l’accent sur l’un de ces passages, sur les deux ou ne pas insister sur ces obstacles.

Au prédimensionnement je contrôlais la ductilité sur appui et en travée et la déformation (système statique simplifié : poutre bi-encastrée sous charge uniforme MC2). La précontrainte nécessaire était déterminée par la méthode de balancement des charges (b =1, exigences usuelles pour les ponts-rail). On a également déterminé la quantité d’armature passive nécessaire. Les piles ont été dimensionnées comme des piles de bâtiment d’après la méthode du TGC 8 (possible à cause du très faible élancement).

Le calcul des semelles superficielles se faisait avec un sadm = 2.5 MN/m2 (donné par le règlement du concours). Quant aux pieux la résistance de pointe est de rpte = 3500 kN/m2 et le frottement latéral de rfût = 80 kN/m2. Ces valeurs sont valables pour la couche supérieure et augmentent vers le bas. Pour le prédimensionnement j’ai cherché à rendre l’effort normal plus petit que la résistance calculée avec les valeurs de la couche supérieure. Ce calcul très simplifié ne tient donc pas compte des moments dans les fondations !

 

3.1 Variante économique

Le but était de présenter une variante bon marché. Ce but est atteint si on ne change pas trop souvent les portées (coffrage réutilisable). Je ne marque ni la traversée du Rhône, ni le passage CFF.

La variante 1.1 se compose de 8 travées de 55m (grandes portées pour franchir le Rhône et les voies CFF) et de 11 travées de 42m. La section transversale est une auge avec une hauteur statique proportionnelle à la portée. La hauteur maximale de 3.30m pour les travées de 55m ne dérange pas trop le regard des voyageurs dans le train. La transition de la hauteur se fait sur une travée. L’auge est soutenue par un portique à l’endroit de l’intersection du pont BLS et des voies CFF déjà existantes. La forme circulaire des piles permet un bon écoulement du Rhône. Cette variante se prêterait bien au poussage (section transversale quasi constante). Mais en raison des portées choisies (42m et 55m) je devrais ou bien mettre une précontrainte de poussage trop grande pour les petites portées (précontrainte qu’on relâcherait après) ou bien mettre des appuis provisoires aux travées de 55m. On n’arrive pas à mettre des cintres en-dessous car il ne reste que ~1.0m entre la dalle inférieure du tablier et le gabarit CFF. Alors j’ai décidé de construire cette variante avec une poutre de lancement (cintre par-dessus). Cette poutre peut être utilisée pour tout le pont. Cette méthode a déjà été utilisée pour la construction du métro de Kuala Lumpur (Malaisie), qui a des porteés similaires :

 

 

       

Une étude de la forme du portique a permis de choisir la forme la plus appropriée :

       

       

 

La variante A est simple à construire, mais a de grands moments à la base des piles. La variante B a des moments plus petits en travée (traverse) à cause de l’encastrement à l’angle, mais est très difficile à calculer (ça travaille en arc ou en cadre ?) et à construire. Dans la variante C on n’a pas de moments à la base des piles (système statique articulé), mais par contre on a des moments plus grands à l’angle et au milieu de portée. La grande épaisseur aux angles de la variante D permet d’attirer les moments à moments au milieu (+ déformations) plus petits. La variante E est très facile à construire, mais d’une esthétique trop banale. Un des plus grands problèmes à résoudre était celui de la déformation verticale du cadre. Le calcul statique fait pour chaque variante comprenait la vérification des moments au milieu, à l’angle, à la base et de l’effort tranchant à la base (chaque variante était calculée comme un cadre). Une précontrainte transversale de 1.195 MN @2.0m permet de balancer les charges permanentes avec b =1.0.

Après mûre réflexion j’ai choisi un système statique avec un encastrement aux angles et qui a une forme intéressante du point de vue esthétique, la variante C est retenue.

Les fondations sont plus importantes que pour les autres variantes (charge verticale due au poids propre plus importante).

La variante 1.2 a des portées constantes de 55m (travées de rives 40 resp. 45 m). La section tranversale est un caisson qui devient section pleine au passage des voies CFF. Cette section d’une hauteur statique beaucoup plus faible est portée par un tunnel longeant les voies CFF. Ce tunnel crée le lien esthétique entre le tunnel du Lötschberg et les voies CFF. Le tunnel est au milieu du pont (symétrie). Le tunnel est armé d’une précontrainte rectiligne dans les montants et la traverse. La transition caisson-section pleine se fait sur une longueur de 32m. Sur appui les âmes et la largeur de la dalle inférieure du caisson augmentent pour qu’on ait une zone de compression plus grande. La section ne sera pas fermée complètement pour permettre le passage d’un homme (entretien).

Les variantes suivantes sont issues de l’étude du système ‘tunnel’ :

A.   B.

       

   

       

La variante A est meilleur marché que les autres et a moins de problèmes de vibration, par contre elle n’est pas très esthétique. La variante B est très jolie et simple, mais on aura des problèmes avec les vibrations/déformations parce qu’elle n’est pas assez rigide. La variante C a un système porteur (trop) moderne, mais est très sensible aux vibrations ( charges énormes horizontales et verticales). En plus elle sera difficile à construire. Pour la suite je prends la variante B qui me semble la plus appropriée (un seul mât donne lieu à plusieurs appuis).

La construction se fait par des cintres traditionnels en-dessous car un poussage n’est pas possible (section transversale trop divergente au milieu).

La variante 1.3 connaît deux types de portées différents : une courte (45m) pour faciliter le coffrage et une longue (65m) pour limiter le nombre de piles dans le Rhône et respecter les contraintes d’implantation des piles. Le pont commence en caisson (hauteur 2.80m resp. 4.0m) et se transforme en auge pour pouvoir passer les voies CFF en respectant les gabarits. Le passage du caisson à l’auge se fait par augmentation des hauteurs de bordures et diminution de la structure porteuse en dessous des rails. Pour avoir un meilleur acheminement des forces vers les appuis et diminuer le risque de fatigue (dalle supérieure) les âmes sont inclinées. Les âmes de l’auge ont la même inclinaison et permettent ainsi de mettre en place une précontrainte continue dans un plan incliné. A cause de la grande section transversale (A=17.5m2) on a une précontrainte très conséquente pour l’auge (P=100121 kN).

Une étude plus poussée de la transition caisson-auge a permis de déterminer la précontrainte nécessaire dans chaque travée et la forme des sections transversales. Quand on voit le plan 3 (Variante 1.3) avec ces transitions assez compliquées à réaliser on se demande pourquoi je ne passe pas directement de la section pleine à l’auge, sans passer par le caisson. Pour limiter la zone avec des âmes de l’auge assez hautes je passe en caisson dans les grandes portées. La perturbation de la vue des voyageurs dans les trains CFF est ainsi limitée au strict minimum.

Pour cette variante la méthode de construction est dictée par la travée centrale (franchissement des voies CFF, portée 95m). Comme pour la variante 1.1 on est obligé d’avoir recours à une poutre de lancement. La longueur de celle-ci est dimensionnée pour les travées de 65m. Pour la travée centrale de 95m on mettra en place un appui intermédiaire (à éventuellement fermer temporairement une voie CFF).

 

3.2 Variante esthétique

Le but principal était d’avoir un seul pont (une ligne), quelque chose de continu sans changement de pentes trop marqué. Pour avoir un tablier à hauteur constante j’ai dû trouver un système qui permet de surmonter les contraintes d’implantation de piles. En choisissant un système haubané avec deux ‘arbres’ je marque les 2 obstacles principaux à franchir : le Rhône et les voies CFF. Le grand avantage des ponts haubanés c’est qu’on peut considérablement augmenter les portées et ainsi diminuer le nombre de piles.

Le prédimensionnement comprenait un contrôle de la tension dans les câbles, de la flexion due au vent à la base des pylônes et de la compression dans le pylône.

La variante 2 (portées de 45m) a une hauteur d’auge constante sur tout le pont et marque ainsi la continuité. Les portées deviennent plus grandes aux obstacles principaux (100m resp. 200m). On n’a qu’une seule pile dans le Rhône, mais la construction de celle-ci va être un défi. Les 4 bras de ce pylône-arbre sont reliés par 2 cadres rectangulaires qui permettent de transmettre les forces d’un bras à l’autre et qui forment des appuis intermédiaires. L’inclinaison des pylônes rendait le calcul à la main plus difficile, voire impossible. Pour cela il reste très approximatif. Cette variante, esthétiquement très jolie, pose plusieurs problèmes (stabilité, construction, traction dans tablier due à l’inclinaison des câbles, fondations énormes,..). En plus si on l’applique pour les deux ponts on risque de créer une forêt d’arbres artificiels (pylônes).

 

3.3 Variante innovative

Avec cette variante j’essaie de surmonter les principales difficultés (Rhône/CFF) en appliquant des systèmes qu’on ne voit pas souvent dans les situations analogues. Ainsi un pont suspendu de 300m sera une première en Valais et même en Suisse. Du point de vue technique il s’agit d’un défi particulier parce qu’on aura affaire à des problèmes de vibration et de fatigue. Des études dynamiques devraient être faites.

Les viaducs d’accès seront construits de manière très simple : avec des portées identiques de longueur économique (~60m) et d’une hauteur de tablier constante.

La première tentative de franchir les 3 grandes portées est le pont suspendu (variante 3.1) avec un câble parabolique sur une longueur de 300m. A ce câble sont attachés les tirants verticaux qui portent le tablier. Cette portée maximale a été choisie de sorte qu’on puisse ancrer le câble à gauche directement dans la culée, qu’on ait une portée d’accès égale à 0.4-fois la portée maximale et que l’on respecte les contraintes d’implantation des piles. La hauteur de la section transversale est donnée par le gabarit CFF passant sous le pont, cela me dicte aussi l’écartement des tirants verticaux (=appuis du tablier). Les mâts ont une hauteur de 40m (h/L ~1/8) et sont verticaux. Une entretoise au sommet du mât donne la rigidité nécessaire pour reprendre les forces du vent et donne un appui qui permet de réduire la longueur de flambage.

A droite le câble est ancré dans une pile. A la hauteur de cette pile on change de section transversale : On passe d’une section pleine à un caisson. Le viaduc d’accès est formé par 6 travées de 60m (hauteur du caisson 3.60m) et la dernière est de 45m.

Le calcul de prédimensionnement comprend en plus des autres calculs déjà mentionnés le dimensionnement du câble et des tirants verticaux. Le calcul des tirants s’est fait en considérant une tranche de tablier sous poids propre et charges de trafic. Le tirant devait rester à 0.45 ftk sous charges de service. La pile qui doit reprendre la traction du câble à été vérifiée à la flexion composée.

La construction commence avec le viaduc d’accès (cintres + piles provisoires), on poursuit avec les mâts autoportants (coffrage grimpant) pour pouvoir mettre les câbles. Finalement on peut faire le tablier en commençant par le milieu. La construction sur cintres se fait de la manière suivante : 1. ?Bétonnage, 2. Mise en tension d’une travée au point de moment zéro, 3. Enlever coffrage, 4. Travée suivante.

La variante pont suspendu est très délicate au point de vue déformation/vibrations. Un premier pas pour rigidifier le système est de remplacer le câble parabolique par des haubans (variante 3.2). J’ai choisi la disposition des haubans en harpe, c’est à dire des haubans parallèles. Bien que moins efficace techniquement parlant je trouve que c’est plus joli que d’avoir des haubans qui partent tous du même point. L’implantation des mâts devant respecter les contraintes j’ai essayé d’avoir un système symétrique par rapport au centre de la portée maximale, mais aussi par rapport au mât. Cela me donne une portée maximale de 284m et 2 travées de 142m. A la variante 3.1 je me suis rendu compte que pour respecter rigoureusement les contraintes d’implantation des piles je ne pouvais pas mettre un mât à côté du tablier à il fallait incliner les mâts sous le tablier. Les deux mâts d’une hauteur de 81m (h/L=1/4) se font face au sommet et sont liés au milieu par une entretoise. Le tablier repose sur les piles inclinées. Le viaduc d’accès est formé de 5 travées de 60m et d’une de 42m. La hauteur du tablier est de 3.60m. La transition entre section pleine (pont haubané) et la section en caisson se fait progressivement sur une travée de 50m. La pile sous le dernier hauban ne reprend aucune traction de celui-ci. L’effort horizontal est repris par compression du tablier. On n’aura donc pas de moments dans la pile dûs aux haubans.

Le calcul des entretoises s’ajoutait aux calculs déjà mentionnés ci-dessus. Les haubans étaient calculés de la même manière que les tirants de la variante 3.1, mais en projetant l’effort vertical sur l’axe du câble.

 

 

La construction se fait de la même manière que pour la variante précédente.

Si on veut rendre encore plus rigide le système porteur ‘pont haubané’ pour mieux faire face aux problèmes de déformation, il faut stabiliser les haubans (variante 3.3). Cela peut se faire en les couvrant de béton. Le résultat ce sont des voiles en béton qui contiennent les haubans (cf. pont de Ganter, route du Simplon VS). Les grandes portées restent identiques à celles de la variante 3.2. Le pont haubané est symétrique. Les mâts ont une hauteur moindre pour des raisons d’esthétique (désavantage : haubans moins inclinés à on a de plus grandes forces dans les haubans et plus de compression dans le tablier). Avec des mâts plus petits on a un meilleur comportement dynamique. Les haubans d’un voile partent du même point et s’écartent après. Au lieu d’envelopper tous les haubans de béton je fais 2 voiles, ce qui permet ‘d’aérer’ le pont entre ces voiles (esthétique et moins de poids).

Une étude de la forme du pylône aboutit aux trois variantes suivantes :

  

 

La variante A n’a qu’une seule entretoise (pas d’inclinaison des pylônes). La variante B est plus esthétique, mais en raison de l’inclinaison des voiles il faut un tablier plus large (gabarits BLS). La variante C se situe entre les deux et me semble plus esthétique. Elle est donc choisie comme variante définitive.

Les mâts sont verticaux (liés par deux entretoises) et reposent sur des piles inclinées pour respecter les contraintes d’implantation des piles. Le viaduc d’accès est directement lié au dernier voile de béton. Il est formé de 6 travées de 58m et une de 43m. La section transversale est une auge. La hauteur de celle-ci est constante (3.60 m) partout ce qui donne une ligne horizontale. En fait, cette hauteur ne serait pas nécessaire pour la partie haubanée, mais elle reste constante pour des raisons d’esthétique.

Le prédimensionnement des câbles enveloppés de béton se faisait comme des haubans normaux (variante 3.2) en rajoutant le poids du voile. Pour diminuer le poids propre des voiles j’ai dû prendre du béton léger (g =20 kN/m3). Si je ne le fais pas, alors il me faudrait plus de câbles des plus grandes unités. Il faudrait s’assurer que le béton léger est en mesure de garantir la rigidité (Module d’élasticité du béton léger = 1/3 Ebéton normal).

La construction suit celle de la variante 3.2. A la partie haubanée on commence avec la construction des mâts (coffrage grimpant) et on construit ensuite le tablier par encorbellement (avec précontrainte supplémentaire). Les haubans sont mis en place au fur et à mesure de l’avancement des travaux. Quant aux voiles, ils sont construits en mettant des coffrages.

La variante 3.3 a été retenue pour la suite, les variantes 3.1 et 3.2 étant trop souples (pas de voiles en béton). On ne pouvait pas mettre de piles supplémentaires sous les haubans pour rigidifier le système parce qu’on était limité par les contraintes (berges/CFF).

C’est clair que pour les trois variantes décrites ci-dessus les fondations seront plus importantes. On a de plus grandes portées et les pylônes transmettent plus de forces au terrain. Pour la variante ‘pont haubané avec voiles’ on a en plus le poids des voiles à considérer. Des pieux plus longs (jusqu’à 30m) et plus nombreux (jusqu’à 9) sont nécessaires.

3.4 Variante mixte

Une variante mixte acier-béton permet de profiter des avantages de chacun des 2 matériaux utilisés : Le béton avec sa grande résistance à la compression et sa facilité de mise en place, l’acier qui résiste bien en traction (problème de flambage écarté) et est plus léger que le béton. De plus en combinant ces deux matériaux on a deux couleurs et textures différentes. On peut en tirer avantage pour l’esthétique. Il y a aussi des inconvénients : On doit faire l’entretien plus régulièrement à cause de la corrosion de l’acier. La liaison acier-béton est à étudier avec soin et les phénomènes propres aux profilés soudés (voilement, flambage dans l’âme,..) sont à prendre en considération. Un pont plus léger aura aussi plus de problèmes dynamiques.

Dans la variante 4 je garde le même système d’haubanage qu’à la variante 3.3 (pont haubané avec voiles en béton), mais les voiles ne partent plus du même point, ils sont parallèles. Les grandes portées sont de 284m, resp. 142m aux bords. Les mâts d’une hauteur de 73m se touchent au sommet et reposent sur des piles inclinées se touchant au sol pour des questions de contraintes d’implantation. En-dessous du tablier les mâts sont liés par une entretoise pour reprendre les forces de poussée au vide. Le viaduc d’accès se compose de 9 travées de 40m et d’une de 30m. La section transversale est une sorte d’auge avec aux bords deux poutres métalliques composées-soudées. Les charges de trafic sont reprises par une dalle en béton armé qui les transmet aux poutres (poutres reliées par entretoises métalliques). Les poutres ont une hauteur constante (4.0m) et font donc un trait couleur rouille sur toute la longueur du pont. Les voiles en béton comprenant 4 câbles sont liés à ces poutres par des goussets.

La méthode de construction est la même que pour la variante 3.3.

Des 2 variantes avec voile en béton (3.3 et 4) j’ai gardé celle qui est entièrement en béton et qui est plus jolie (on a l’unité des 2 éléments pont haubané et viaduc d’accès). La variante mixte a été abandonnée.

       

RECAPITULATION DES 8 VARIANTES DE L’AVANT-PROJET

       

Les variantes 1.1, 1.2 et 1.3 sont des ponts-flottants (point fixe au milieu), dans la variante 3.3 on a deux ponts-flottants séparés par un joint.

3.5 Estimation des côuts

Elle se faisait en fonction des volumes de béton (en distinguant le béton du tablier, des piles, des mâts et des voiles), des tonnages de précontrainte, des mètres linéaires de fondation et de la méthode de construction. L’estimation restait très sommaire. Elle ne donne pas le coûts réel des variantes, mais elle permet de comparer une variante aux autres. Pour le calcul j’ai notamment fait abstraction de l’étanchéité, du ballast, des équipements, des joints de dilatation, des appareils d’appui et des culées. Le calcul s’est fait uniquement pour le pont Sud. J’ai fait l’hypothèse que les coûts du pont Nord étaient proportionnels à ceux du pont Sud. Le tableau suivant résume les coûts. Dans la colonne ‘plus précis’ les coûts sont comparés au coût de la variante 1.3 qui m’était donné par M.Oribasi.

 

Variante
Pont Sud
2 ponts
par mètre carré
en pourcents
plus précis
1.1
Fr. 10'180'000
Fr. 16'400'000
Fr. 1'020
80%
Fr. 24'000’000
1.2
Fr. 8'000'000
Fr. 12'900'000
Fr. 907
63%
Fr. 18'900’000
1.3
Fr. 12'700'000
Fr. 20'400'000
Fr. 933
100%
Fr. 30'000’000
3.3
Fr. 35'700'000
Fr. 57'400'000
Fr. 3'650
281%
Fr. 84'300’000

 

3.6 Analyse multicritère

L’objectif ‘Economie’ est à mon avis le plus important pour un ouvrage de cette grandeur. La variante 1.2 est très bon marché parce qu’elle a des portées constantes (à section transversale partout identique) et nécessite moins d’entretien (caisson plus avantageux que l’auge).

Au critère ‘Construction’ c’est la variante 1.1 qui l’emporte. On utilise un cintre mobile classique pour le pont entier (rien de particulier pour le passage CFF). La variante 3.3 est compliquée à construire et nécessite donc des entreprises spécialisées. La durée de chantier sera aussi la plus longue.

Du point de vue ‘Esthétique’ je trouve que la variante 3.3 a le plus d’élégance, elle représente quelque chose de particulier. Il est vrai que les autres variantes s’intègrent mieux dans l’environnement parce qu’elles restent très simples.

Pour la ‘Sécurité’ la variante 1.3 (caisson-auge) est la meilleure parce qu’elle n’a pas de système porteur particulier (haubans, portique,..) pouvant être abîmé lors d’un sabotage ou d’un déraillement de train. Un train en feu arrêté sur le pont aura des conséquences uniquement pour les variantes haubanées.

Pour la ‘Durabilité’ les variantes en caisson sont préférables parce que la structure porteuse n’est pas soumise aux intempéries comme les auges.

 

Objectifs
Variante 1.1
Variante 1.2
Variante 1.3
Variante 3.3
Libellé
Poids
Note
pond.
Note
pond.
Note
pond.
Note
pond.
Economie
4
4.3
17.1
5.4
21.7
3.3
13.1
1.7
6.9
Construction
1
5.1
5.1
4.8
4.8
3.6
3.6
1.8
1.8
Esthétique
3
3.7
11.0
4.5
13.5
4.3
12.8
4.8
14.5
Sécurité
1
2.6
2.6
2.5
2.5
4.8
4.8
3.5
3.5
Durabilité
2
2.0
4.0
4.0
8.0
1.0
2.0
2.0
4.0
Note globale de la variante
3.6
4.6
3.3
2.8
Classement
2
1
3
4

 

Si on prend le classement final on voit que la variante 1.2 (tunnel) est de loin la plus favorable. Les variantes 1.1 (portique) et 1.3 (auge) sont à peu près égales. La variante 3.3 (pont haubané avec voiles) doit être écartée. On remarque que chaque variante est la meilleure pour au moins un des critères.

 

4. PROJET DEFINITIF

     

4.1 Choix de la variante définitive

La discussion avec les professeurs M. Badoux et R. Favre lors de la 2ème présentation ont fait ressortir les points suivants :

  • La solution pont haubané pour le passage CFF est à favoriser.
  • Il est primordial de faire une maquette et des perspectives/axonométries pour pouvoir se rendre compte de l’allure générale.
  • La solution finale est un pont-caisson avec le passage CFF haubané. L’étude particulière est consacrée à ce dernier. Dans un premier temps j’ai dimensionné le reste du pont. En partant du milieu on a d’abord des grandes portées de 66m, ce qui réduit le nombre de piles dans le Rhône à 2. Ensuite je diminue progressivement la portée (66à 54à 40m) pour arriver à de petites travées économiques.

     

     

     

     

     

     

    La section transversale est un caisson à hauteur variable avec h/L~1/18. Le caisson a été préféré à l’auge pour les raisons suivantes : facile à construire, bon comportement à la torsion, moins d’entretien. Les parois antibruit sont fixées latéralement au caisson, ce qui diminue la quantité de béton.

     

     

      

    4.2 Plan de sécurité

    Les charges suivantes ont été considérées :

    Les charges sont disposées de manière à produire l’effort recherché maximum. Pour cela j’ai d’abord regardé les lignes d’influence de l’effort recherché à l’endroit donné.

     

    4.3 Plan d’utilisation

    Précontrainte : - Balancement des déformations avec b =1.0 (exigences usuelles ponts-rail)

    Fissuration : - Exigences sévères selon SIA 162 §3.33.2

    Durabilité : - Enrobage >50 mm ; étanchéité?

    Déformation : - Flèche w4<L/2200 (selon directive CFF GD 23/95)

    - Angles de rotation sur appuis : a >0.145%

    Fatigue : - selon SIA 162 §3.42

    4.4 Modèle statique

    Pour les calculs je considère que le passage CFF est le point fixe du pont. Je traite uniquement la partie gauche du pont, la partie droite étant similaire.

     


     

    sections critiques : A : MA, wA C : MC, wC

    (efforts/déplacements max.) B : MB, VB D : MD, VD

    Ces sections critiques sont prises dans une travée de rive de 31m et une grande travée de 66m. Chaque pile est bloquée à la torsion vu qu’on a toujours 2 appareils d’appui.

    Pour le calcul des sections j’ai utilisé le logiciel FAGUS3, pour le calcul longitudinal STATIK3 (modèle barres). La dalle a été calculée avec MAPS (éléments finis). Une partie des résultats a été contrôlée à la main par de petits calculs simplifiés.

     

    5. DIMENSIONNEMENT DU CAISSON

    5.1 Dalle supérieure du caisson

    La dalle était calculée en admettant qu’elle était infiniment longue et biencastrée, ce qui n’est qu’approximativement le cas. Comme portée j’ai pris la distance entre les feuillets moyens de chaque âme. Les efforts ponctuels se diffusent à travers le ballast et deviennent répartis. Les efforts dûs au modèle de charge 1 sont plus grands que ceux du modèle de charge 2.

    Avec les efforts obtenus j’ai vérifié la flexion, l’effort tranchant, le poinçonnement. Les armatures transversales et longitudinales ont été dimensionnées. La totalité de l’armature transversale sera prolongée jusqu’aux bords. Le contrôle des flèches donne des w4 très petits (w4 ~L/17000).

    Pour le dimensionnement je n’ai pas tenu compte des moments mxy, d’ailleurs très petits pour une dalle biencastrée.

    5.2 Précontrainte

    Pour le dimensionnement de la précontrainte j’ai pris une charge uniformément répartie sur toutes les travées. J’ai fait abstraction des forces d’ancrage qui ne contribuent pas énormément aux flèches verticales.

    La précontrainte est dimensionnée de façon à compenser les déformations dues aux charges permanentes.

    Le degré de balancement b est égal à 1 (exigences usuelles pour les ponts ferroviaires). Connaissant wC(g), la flèche f du câble et les déformations dues à une charge unitaire u=8Pf/L2=1, on peut déterminer la force de précontrainte nécessaire. J’ai calculé la précontrainte trois fois. D’abord j’avais choisi des unités beaucoup trop grandes (jusqu’à 6 * 9.48 MN !). Elles sont difficiles à mettre en tension et prennent énormément de place pour les ancrages et coupleurs (à bossages). Ensuite j’ai fait le calcul avec de plus petites unités, ce qui baisse aussi considérablement les coûts. Mais en dessinant les ancrages je me suis rendu compte qu’on ne pouvait pas avoir deux forces de précontrainte différentes de chaque côté d’un coupleur. Il fallait plutôt garder la même force de précontrainte et faire varier la flèche. La précontrainte commence avec des ancrages fixes (4 câbles dans chaque âme) sur la culée rive droite et les câbles sont couplés au points de moment zéro. Il n’est pas possible de mettre deux coupleurs côte à côte dans l’âme, on n’aura jamais tous les câbles couplés au même endroit. Pour les grandes portées de 66m deux câbles supplémentaires sont rajoutés dans chaque âme.

    Une comparaison avec la méthode de balancement des charges montrait que le balancement allait jusqu’à 1.04, mais restait toujours supérieur à 1.0. Pour un pont-caisson à très faible variation de hauteur les deux méthodes donnent (presque) la même précontrainte. Pour un pont-rail il est primordial de limiter les déformations.

     

    5.3 Flexion

    Pour limiter la fissuration (exigences sévères) on met en place une armature minimale correspondant à 1.3*As,min de la SIA 162. J’ai d’abord fait un calcul manuel des moments résistants en considérant l’équilibre à l’état de rupture (Mu@ Asfys0.9ds+Apfyp0.9dp). Les calculs montrent que la précontrainte mise en place fait que l’armature minimale en travée est suffisante. J’ai ensuite introduit l’armature calculée à la main dans le logiciel FAGUS3 pour avoir la vraie distribution des contraintes et vérifier les résistances. Le calcul à l’ordinateur montre que j’ai légèrement surdimensionné l’armature en travée (n=Md/g R/MR=1.8).

     

    5.4 Effort tranchant

    J’ai d’abord fait le calcul de la résistance à l’effort tranchant en considérant une épaisseur d’âme de 0.90m. J’ai vérifié la compression oblique (bielles de compression). L’armature de l’effort tranchant a été déterminée. Elle était nettement plus grande que l’armature minimale. Les étriers sont disposés en fonction du diagramme de l’effort tranchant. J’ai gardé partout les mêmes diamètres (&Mac198;20) et diminué l’espacement vers le centre (s300 à s200 à s100) où l’effort tranchant est moindre.

    Au lieu de mettre en place une armature longitudinale supplémentaire j’ai préféré décaler la courbe M/z par asl=z/2*cota . Les barres d’armature pour la flexion sur appui seront alors plus longues. L’armature d’effort rasant s’ajoute à l’armature transversale de flexion de la dalle.

    Remarque :

     

    5.5 Ductilité

    La ductilité doit être garantie sur appui et en travée. La hauteur de la zone de compression doit être inférieure à la moitié de la hauteur statique (TGC 7, p.87). J’ai calculé la force de compression Fc=Md/z, ensuite l’aire comprimée Ac=Fc/fc pour finalement trouver la hauteur comprimée. Pour les deux travées de 31m et de 66m la ductilité est suffisante.

     

    5.6 Torsion

    Les efforts de torsion sont ramenés à des efforts tranchants. La vérification se fait en considérant l’effort tranchant plus l’effort tranchant dû à la torsion (Vd=V(V)d+V(T)d). L’effort tranchant dû à la torsion se calcule par la formule de Bredt : Vd(T)=Td*z/2*Aef. Les vérifications sont les mêmes que pour l’effort tranchant (§ 5.4). Pour les dalles supérieures et inférieures l’armature transversale doit finalement résister à la flexion, à l’effort rasant et à la torsion.

     

    5.7 Fatigue

    La SIA 162 §3.42 donne trois vérifications à faire :

  • limitation des contraintes tangentielles dans la dalle t < t fat = 0.3t c(1.8-d/do) = 0.5 N/mm2
  • diagonales de béton comprimé (âmes) t < t max = 0.6fc,redsina fatcosa fat = 4.2 N/mm2
  • différences de contraintes dans les aciers d’armature passive et de précontrainte Ds < Ds fat = 130 N/mm2
  • Le calcul à la main en phase élastique non fissuré donnait des résultats nettement inférieurs aux limites (-8.3 < sc < 0.44 N/mm2 ; t < 2.33 N/mm2). Aucune armature d’effort tranchant est nécessaire dans la dalle. Le calcul à l’aide de FAGUS3 donnait des Ds > Ds fat en travée, il fallait alors plus d’armature en haut (dalle sup. et bordures).

    Le règlement du concours BLS imposait un sc,fat < 1.0 N/mm2, ce qui fait que les autres vérifications sont superflues.

     

    5.8 Déformations

    Flèche verticale :

    Angles de rotation :

    J’ai des flèches qui sont en-dessous des valeurs limites, mais il ne me reste pas une grande marge pour la travée de 66m.

     

    5.9 Contraintes (fissuration)

    Deux cas selon SIA 162 §3.33.53 et §3.33.57 :

    Cas 1 : Contraintes sous Gm, SQser,long avec Qser,long = 0.7 Qser,court

    ss,max , Dsp,max -> fig.20 (SIA 162)

    Cas 2 : Contraintes sous Gm, SQser,long, SQser,court

    ss,max < 0.95fy – 100 = 337 N/mm2  ; sp,max < 0.9fpy = 1431 N/mm2

     

    Les contraintes calculées par calcul manuel restent bien en-dessous des valeurs limites, de même le calcul plus précis à l’aide de FAGUS3 :

     

      Travée 31 m
    Travée 66 m
      ss,max Dsp,max (cas 1)/ sp,max (cas 2) ss,max Dsp,max / sp,max
    Cas 1 124 -70 49 44
    Cas 2 204 1361 -69 1248

    Contraintes en N/mm2

     

    6. DIMENSIONNEMENT DES PILES

    6.1 Elancement/Déformée initiale

    Pile &Mac198;2.0m -> ic = &Mac198;/4 =0.5m

    lcr,max = 12.25m l = 24.5 < 30 pas besoin de tenir compte du 2ème ordre

    e1 = M1d/Nd < 5e ylcr2/hs = 0.9??(SIA 162 §3.24.52)

    J’ai tenu compte d’une déformée initiale selon SIA 162 : w0,max = lcr/300 = 0.04m

    6.2 Flexion composée/oblique

    Pour les piles avec appui et celles liées monolithiquement au caisson une armature de 52Æ 40 (r min = 0.6% < r = 2.3% < r max = 8%) suffit. Le diagramme d’interaction M-N resp. My-Mz-N est calculé avec FAGUS3. Les cas de charges les plus contraignants étaient le trafic MC1 et MC2, le séisme et le frottement des appuis (piles avec appui-pot).

    Un évidement de l’intérieur des piles (économie de béton) n’est pas possible parce que la surface qu’on pourrait évider est trop petite pour mettre un coffrage.

    L’espacement des étriers suit les indications du TGC7 et de la SIA 162 §4.44.6.

     

    6.3 Appareils d’appui/Marteaux

    Les efforts verticaux maximaux Nmax = Nd/2 + My/e (e = écartement des appuis), les efforts horizontaux maximaux et les déplacements horizontaux maximaux sont calculés. Pour un Nmax=16354 kN (p.p + MC2) et un D =260mm (retrait/fluage prépondérant + DT) je peux mettre un appui proceq RESTON PNe (NR = 18000 kN) de dimensions 1180 x 1080 mm2 . Je n’arrive pas à mettre deux de ces appuis sur une pile. J’aurai pu augmenter le diamètre de la pile, mais j’ai préféré mettre un marteau pour augmenter la surface d’appui.

    Les dimensions des marteaux ont été choisies de manière à obtenir la même allure pour toutes les piles quand on regarde le pont transversalement. L’inclinaison est la même que celle de l’âme.

    Pour le calcul de ces consoles j’ai utilisé un modèle de treillis qui décompose les efforts normaux en des bielles de compression et un tirant. L’armature était choisie de manière à pouvoir reprendre la force de ce tirant. L’armature initiale a dû être augmentée pour respecter la limite de différences de contrainte sous charges de fatigue (Ds < Dsfat).

    Les zones d’appui ont été vérifiées selon la SIA 162 §3.24.83 (contrôle de la contrainte de compression).

     

    7. FONDATIONS

     

    7.1 Semelles superficielles

    Les piles 1 à 4 sont fondées sur des semelles superficielles coulées sur des escaliers taillés dans la roche. Le dimensionnement se faisait pour la pile 4 qui est la plus longue et la plus chargée. Pour le dimensionnement j’ai cherché la résultante des forces verticales et des moments (poids propre tablier+pile+semelle, trafic, poids des terres). Ceci m’a permis de trouver la contrainte de compression du sol. Cette contrainte s sol a été comparée à la contrainte admissible sadm (ssol,max = 1.65 < sadm=2.5 MN/m2). La sécurité au renversement (My,stab/My,déstab > 1.5) a également été contrôlée dans les deux directions de la semelle.

    Les dimensions choisies de la semelle ont rendu superflues l’armature d’effort tranchant et la vérification au poinçonnement (selon EC2). L’armature de flexion a été déterminée en considérant une console comme système statique.

     

    7.2 Pieux forés

    Les piles 5 à 19 sont fondées sur des pieux forés. La profondeur de la semelle des pieux est choisie de façon à garantir la profondeur minimale requise pour éviter le risque d’affouillement (minimale Kolktiefe). Parmi les piles 5 à 7 et 11 à 19 c’est la pile 7 qui est la plus chargée (en plus des efforts verticaux elle reprend les moments puisqu’elle est liée monolithiquement au caisson).

    L’effort normal maximal dans les pieux de bord a été déterminé de la façon suivante :

    n: nombre de pieux; e: écartement des pieux; h: hauteur de la semelle

     

    Cet effort est comparé à la résistance d’un pieu : NR = pDLrfût + pD2rpte/4 en considérant un facteur de sécurite gR = 1.2 (selon SIA V192). Le terrain est modélisé par trois couches :

    Pour tenir compte de l’effet de groupe j’ai pu utiliser un tableau de la donnée du concours. En rapprochant les pieux j’augmente l’effet de groupe, mais je diminue les moments dans la semelle et les charges verticales (poids propre + charges des terres).

    Le tassement a été calculé sous charges de service à long terme. En tenant compte de l’effet de groupe j’ai obtenu un tassement maximal de 1.7cm. Le polycopié du professeur Recordon préconise un tassement admissible de 5-10cm pour les structures cadres. Pour être complet il faudrait refaire le calcul de la structure pour le cas de charge tassement.

    La semelle des pieux a été calculée comme une dalle. La vérification de l’effort tranchant montre qu’il faut prolonger jusqu’aux bords la totalité de l’armature de flexion. La grande hauteur de la semelle (2.0m) fait qu’on n’a pas de problèmes de poinçonnement. Pour le dimensionnement des barres de flexion j’ai pris deux directions perpendiculaires. Le calcul s’est fait avec un modèle de poutre. Le moment le plus grand est atteint pour les 3 pieux d’extrémité chargés avec Nmax. Les barres d’armature des piles doivent bien être ancrées dans la semelle pour pouvoir reprendre les moments.

     

    8. METHODE DE CONSTRUCTION

    On pourrait croire que le poussage est la meilleure solution pour construire ce pont (caisson variant simplement en hauteur, pas de cintres dans le Rhône et sur les voies CFF). Ce n’est malheureusement pas le cas. Sur le plan de situation on a une géométrie très compliquée (cercle qui devient une droite en passant par une clothoïde), on n’a pas de place pour le poussage sur la rive droite du Rhône (place d’installation du tunnel du Lötschberg). Et de toute façon il faudrait des appuis provisoires pour les portées de 66m (à dans le Rhône). Alors on a recours à une méthode plus traditionnelle : La construction sur cintres fixes.

    La construction commence avec les fondations (pieux forés, semelles de fondations). La construction dans le Rhône se fait sous protection d’un écran de palplanches. Tout le matériel nécessaire pour les fondations et les piles peut être amené par grue car on se trouve à moins de 20m du bord du Rhône.

    Le bétonnage des piles se fait par des coffrages grimpants. Quant au tablier, il est bétonné sur des cintres fixes. Ces cintres s’appuient sur des piles provisoires qui reposent sur les fondations. Pour les plus grandes portées on aura recours à des piles provisoires intermédiaires. La longueur maximale du cintre sera alors de 32m. Le bétonnage se fait par étapes de ~30m (~250 m3 de béton). On bétonne d’abord les âmes et les 2 dalles et ensuite les bordures (chariot de coffrage par dessus). Le béton étant coulé, on met en tension la précontrainte (coupleurs). Les cintres sont déplacés et on recommence.

    9. ETUDE PARTICULIERE : PASSAGE CFF

    L’étude particulière s’est occupée du passage des voies CFF laissé de côté jusque-là. Il fallait trouver un système qui n’avait pas de piles sous le tablier sur une longueur de 108m. De plus la hauteur du système porteur sous le ballast était limitée à 0.60m. Ceci me force à choisir un système porteur au-dessus du tablier. Un point important est la construction car les voies CFF doivent rester en service pendant la construction du pont.

     

    9.1 Choix d’une variante

    J’ai d’abord fait une comparaison entre les différentes possibilités et ensuite choisi la variante finale.

    Le pont déjà calculé représente quelque chose de connu, de simple. Il fallait alors trouver une partie centrale qui met le pont en valeur.

    Ma première idée était de garder la continuité (au moins visuelle) des 2 parties du pont. J’ai essayé de relier les voiles des haubans au caisson par une forme parabolique. La variante A a des pylônes relativement élevés, la variante B est beaucoup moins haute (h/L~1/11). La hauteur du caisson est prolongée jusqu’au pylône, i.e. le voile a la même épaisseur que le caisson. 3 câbles restent visibles dont un est en partie dans le voile.

     

     

      VARIANTE A VARIANTE B

    La continuité est très difficile à réaliser. Il serait plus simple de séparer le pont haubané du reste par deux joints. Ce système s’oppose à l’idée esthétique de continuité. Il n’est plus possible de créer la parabole qui lie le voile au caisson (rotations aux joints !). A la variante C le joint se fait par un appui Gerber. Le pont central est séparé du reste non seulement statiquement, mais aussi esthétiquement. Le voile rigidifie 3 câbles et est totalement indépendant du caisson. 2 câbles restent visibles.

    La variante D a une transition encore plus brutale. On passe du caisson directement à la section pleine. Le joint se trouve entre deux piles. L’angle de rotation sur appui sera plus grand. La hauteur du pylône a été choisie de telle sorte qu’on ait une inclinaison minimale des câbles de 20° (-> h/L~1/6). Esthétiquement le pylône paraît trop haut.

     

    VARIANTE C VARIANTE D

    Pour respecter le gabarit CFF les pieds des pylônes doivent être inclinés.

    La variante A1 pose quelque problèmes pour la construction (voile incliné et courbe !). La variante A2 résout le problème en changeant l’inclinaison des pylônes au sommet. Mais il faut une entretoise à l’endroit du changement. Le tablier est moins large que pour la variante A1 (gabarit BLS).

    La variante B a un très petit pylône. Le changement de pente se fait au niveau du tablier pour ne pas augmenter la largeur de celui-ci (voile vertical). La sous-variante B2 ne respecte pas le gabarit BLS (chemins de fuite), mais apporte un élément esthétique (surface parabolique à l’extérieur du pylône à l’image de la transition caisson-voile).

    La variante C a un pylône plus petit, mais de même forme que la variante A. La variante D a une section transversale similaire à la variante C.

     

    Les variantes avec 2 joints changeraient totalement le système statique prévu lors du dimensionnement du reste du pont (point fixe = passage CFF). On aurait trois ponts flottants séparés par 2 joints. Les conditions d’appui de plusieurs piles devraient être changées pour garantir la stabilité longitudinale. Esthétiquement les solutions avec joints ne sont pas heureuses et vont poser des problèmes au niveau entretien. Mais le plus grand problème réside dans les grandes rotations aux joints.

    J’ai donc décidé d’abandonner les joints et essayé de trouver une solution pour garantir la continuité.

     

    9.2 Solution finale

    Dans la nouvelle variante la structure porteuse s’élève au-dessus du niveau des voies BLS sans choquer. Les âmes du caisson se prolongent par les voiles des haubans. Parce que les âmes ne se trouvent pas au même endroit que les haubans il faut une travée de transition où l’écartement des âmes augmente. En même temps l’épaisseur de la dalle supérieure augmente parce qu’on augmente aussi la portée de celle-ci. La largeur du caisson est plus grande. Pour ne pas devoir mettre des marteaux très larges sur les piles 8 et 10 je mets deux piles de Æ 1.5m au lieu d’une de Æ 2.0m.

     

     

     

    Longitudinalement le caisson se transforme en voile en s’amincissant. Le mât s’épaissit du bas en haut pour avoir de la place pour les ancrages au sommet du pylône. Le tout est caractérisé par une régularité/continuité encore accentuée par la symétrie de ce passage.

    Allure transversale du mât

    Sa forme s’adapte à 2 contraintes :

    La hauteur de 12.0m (h/L~1/9) a été choisie non seulement pour l’esthétique, mais aussi pour la géométrie des câbles. En effet, si je diminue encore plus la hauteur je serais obligé d’avoir deux inclinaisons différentes pour les 2 voiles (si je veux garder la forme parabolique du mât). Les voiles sont ancrés dans une rainure qui est prolongée jusqu’au pied du pylône (à jeux d’ombre). Le même effet est souhaité pour la traverse (entretoise en béton). Le mât devient plus large vers le bas (contrairement à ce qui se passe longitudinalement). La section de béton restera ainsi quasiment constante.

     

    9.3 Prédimensionnement superstructure

    J’ai d’abord fait un prédimensionnement très grossier à la main. J’ai considéré une tranche de tablier chargée par le poids propre et le trafic MC2 et j’ai projeté la force verticale sur l’axe des câbles. Cela m’a permis de prédimensionner les câbles. La traction due à l’inclinaison des voiles est reprise par une précontrainte transversale aux endroits des ancrages.


    Un prédimensionnement plus réaliste a été fait à l’aide du modèle statique suivant :

     

     

     

    Les voiles sont modélisés comme une seule barre. Je tiens compte de l’entretoise supérieure et du tablier en faisant le calcul une fois avec des appuis bloquant le déplacement perpendiculaire aux voiles et une fois sans ces appuis. La réalité se situera entre ces deux cas. Ceci joue seulement un rôle pour le cas de charge vent transversal.

    Le modèle statique est une approximation, en fait il ne tient pas compte de la géométrie spatiale. La position réelle des câbles n’est pas introduite et la variation de la section transversale est admise linéaire bien que parabolique en réalité.

    En connaissant la force dans les voiles je pouvais déterminer les forces dans les câbles (cas de charge déterminant : MC2 disposé asymétriquement). Le voile supérieur contient 4 câbles VSL 6-31 qui seront directement couplés à la précontrainte du caisson. Le voile inférieur contient 2 haubans VSL 6-22.

    Pour le tablier il me faut un taux d’armature de r = 1.17% pour résister à la flexion composée. Ce prédimensionnement s’est fait à l’intersection tablier-mât sous charges asymétriques (trafic MC1 et MC2).

    Pour le pylône il n’a pas fallu tenir compte des effets du 2ème ordre puisque les 2 conditions de la SIA 162 (élancement, excentricité) sont respectées. La résistance du mât est suffisante pour résister à la flexion composée (vérifié au niveau du tablier et au niveau de fondation). Le calcul très approximatif de la résistance à la flexion sous vent transversal donne des résultats satisfaisants.

    La flèche maximale w4 sous charge de trafic MC1 est de 0.0256m » L/2100 (avec un Ec,court = 40 kN/mm2). Je ne respecte donc pas la flèche admissible fixée dans le plan d’utilisation (w4,adm = L/2200). Je n’ai pas essayé de modifier la rigidité car le modèle de calcul donne des résultats trop approximatifs. Néanmoins on se rend compte (ordre de grandeur des déplacements) que le système voiles/caisson a une grande rigidité par rapport à un système simplement haubané.

     

    9.4 Prédimensionnement fondations

    Le prédimensionnement s’est fait de la même manière que pour les autres piles (cf. § 7.2). Sous chaque pylône j’ai une semelle reposant sur 4 pieux. Les pieux de &Mac198;1.2m ont une longueur de 18.0m, notamment pour limiter au maximum les tassements. Les efforts horizontaux dûs à l’inclinaison des pylônes et à l’effort tranchant ne sont pas importants. Les pieux peuvent les reprendre sans qu’il soit nécessaire de lier les 2 semelles par un câble.

    La fondation des piles 8 et 10 (2 piles &Mac198;1.50m) se compose d’une grande semelle continue sous les 2 piles (longueur 8.0m, largeur 5.0m) et de 8 pieux &Mac198;1.2m, L18.0m.

     

    9.5 Méthode de construction

     

     

    1. On bétonne la partie gauche ‘en porte-à-faux’ en deux fois (après le 2ème bétonnage on met en tension les coupleurs).
    2. Construction du mât par coffrages grimpants. Pendant la construction le mât est assuré par des haubans (cas de charge vent). Dès qu’on atteint le niveau du tablier on construit l’entretoise ‘tablier’ qui agit après comme appui. On continue avec le mât jusqu’au sommet et finalement on construit l’entretoise supérieure.
    3. Le tablier est construit sur cintres fixes en partant du mât. Près du mât le cintre s’appuie sur des piles provisoires qui forment une sorte de cadre autour du gabarit CFF. Aux autres endroits ce sont les mêmes piles provisoires qu’on a déjà utilisées pour le reste du pont. Une fois le béton coulé on met en place les haubans. Ils ont des ancrages fixes au sommet du pylône et peuvent être mis en tension au niveau du tablier.
    4. On bétonne la partie du tablier qui reste. Ensuite on met en place les câbles supérieurs (ils sont couplés à gauche, mis sur la selle du mât et descendent à droite jusqu’au 2ème point de moment zéro de la travée suivante). On bétonne jusqu’au premier point de moment zéro de la prochaine travée et après jusqu’au deuxième.
    5. Les voiles sont construits (les câbles sont positionnés comme des câbles de précontrainte ordinaires ; ils s’appuient sur l’armature du voile par des barrettes en acier).
    6. Mise en précontrainte des coupleurs au deuxième point de moment zéro.
    7. La partie droite du pont est construite de la même manière que la partie gauche (cf. § 8)

    9.6 Ancrages au sommet du pylône

    La méthode de construction (cf. § 9.5) veut que les câbles supérieurs ne soient pas ancrés au sommet du mât. Ces câbles sont directement liés à la précontrainte du pont. Ils ne peuvent pas être mis en tension avant que la partie droite du pont soit déjà partiellement bétonnée (contrepoids). Le système d’appui est alors une selle métallique sur laquelle reposent les câbles et où sont transmis les efforts par compression. Elle est fortement raidie pour éviter les problèmes d’instabilité.

    Pour les haubans du voile inférieur ce système n’est pas réalisable : Par le choix d’une inclinaison assez grande (raisons esthétiques et meilleure utilisation du câble) il n’est plus possible de faire passer les câbles sur la selle avec le rayon de courbure minimal (Rmin = 7.3m pour les haubans VSL 6-22). Alors on met en place des ancrages fixes en haut. Le câble s’appuie sur une plaque métallique qui est soudée à un ‘caisson métallique’. Cette cage permet entre autres de transmettre les efforts de traction d’un côté du mât à l’autre. La selle repose sur ce caisson. Quant au béton, il est lié au caisson par des goujons (cisaillement) et reprend essentiellement la compression.

     

    10. CONSIDERATIONS FINALES

    Mon travail de diplôme m’a donné beaucoup de satisfaction. En effet c’était un sujet qui traitait non seulement un problème concret mais qui demandait vraiment des solutions hors du commun. Je me réjouis de pouvoir comparer ma solution à celles des bureaux d’ingénieurs qui ont participé au concours. Jusqu’à présent j’ai évité de m’intéresser à ce qui s’était fait.

    La seule chose que je regrette, c’est que même si j’ai trouvé une solution esthétique pour le passage CFF je n’ai pas pu faire des calculs plus détaillés (y.c. problèmes dynamiques) de ce dernier.

    Je profite de l’occasion pour remercier toutes les personnes qui m’ont soutenu pendant ces 4 derniers mois :

     

     

    Lausanne, le 18 février 1999

      

    Daniel IMHOF