BATIMENT Master Genie Civil

Mi nistè nistère de l’Ens l’Enseigne eignement ment Supé Supé rieur et de la Rec Rechh rche Scientifi que

Faculté de Génie Civi Civill et d’Arch d’Archi ectur

Département de Génie Civil

Polycopié

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MA STER GE IE CIVIL CIVIL OPTION OPTION : BATI BA TI ENT Prof.

KASSOUL Amar

Programme CHAPITRE 1 : LES MURS 1.1. Définitio Définition n - Fonctions Fonctions - mode de fonctionnem fonctionnement ent des des divers types de de murs 1.2. Les différents types de murs 1.3. Les murs en maçonneries 1.4. Les voiles en béton armé 1.5. Les parois enterrées (voiles périphériques)

CHAPITRE 2 : FONDATIONS 2.1. Rôles Rôles des fondat fondations ions - Fonctionnem Fonctionnement ent des fondat fondations ions - Types de fondations 2.2. Fondations superficielles superficielles (isolés et continues) - Radiers 2.3. Fondations profondes - Pathologie des fondations

CHAPITRE 3 : LES CONTREVENTEMENTS 3.1. Définition - Choix du contreventement 3.3. Contreventement Contreventement général des des bâtiments - Solutions mixtes 3.4. Comportement et dimensionnement à la torsion

CHAPITRE 4 : CONCEPTION PARASISMIQUE DES BÂTIMENTS 4.1. Concepts généraux 4.2. Principes de conception parasismique des bâtiments

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Chapit Chapitre re 1 : LES MURS MURS

CHAPITRE 1 : LES MURS 1. GENERALITES 1.1. DÉFINITION On entend par «murs» des ouvrages verticaux en béton ou en maçonnerie. Ils peuvent être préfabriqués ou réalisés directement directement à leur emplacement emplacement définitif dans la construction. 1.2. Mode de fonctionnement des murs Les murs ou voiles sont des éléments structuraux sollicités principalement dans leur plan et dont l’épaisseur est généralement faible en regard des autres dimensions. Selon leur fonction et mode de sollicitation, on peut distinguer essentiellement essentiellement les types types de murs suivants : -Les murs porteurs, sollicités principalement par des efforts normaux quasi centrés découlant de la descente des charges ; il en résulte un état unidimensionnel de contraintes normales de compression. Pour la reprise des charges verticales, les murs peuvent ainsi être dimensionnés et conçus comme des poteaux. Peut être réalisé en béton béton armé où en maçonnerie. -les poutres cloisons (linteaux), dénommées aussi parois porteuses, soumises à des sollicitations de flexion et de cisaillement dans leur plan à la manière de poutres fléchies. Leur comportement et leur calcul se distinguent de ces dernières en raison de la répartition non linéaires des contraintes dans les sections due à leur faible élancement. -Les murs de contreventement, sollicités à la fois par des efforts normaux dus aux charges verticales et par des efforts de flexion et de cisaillement dans leur plan dus aux actions horizontales. Ces murs fonctionnent comme des consoles encastrées dans les fondations ou au niveau du rez de chaussée ; ces consoles pouvant, en fonction de leur élancement, élancement, être analysées soit comme des poutres, soit comme des parois porteuses. - Les voiles périphériques, périphériques , dans le cas où des murs et des parois porteuses subissent simultanément des sollicitations de flexion transversalement à leur propre plan, on appliquera également les règles et dispositions prévues pour les dalles. C’est notamment le cas des murs contre terre des des sous sols de de bâtiments bâtiments (Les (Les voiles périphériques), périphériques) , des murs de soutènement, soutènement, des murs de réservoirs et des parois de silos. 1.3. FONCTIONS FONCTIONS DES MURS MURS En plus de leurs rôle de portance où de contreventement, les murs assurent le confort et la sécurité des habitants. Dans la suite, on cite les différentes différentes fonctions d’un d’un mur où une paroi verticale. 1.3.1. Séparatio Séparation n la construction de l'extérieur (ex : murs de façades, pignons)  les pièces ou locaux entre eux (ex : refends, cloisons)  la construction du sol (ex : murs de soubassement)  des terrains (ex : murs de clôture).  Solution : N’importe quelle paroi du moment qu’elle existe convient. 1.3.2. Résistance aux différentes charges permanentes (poids des éléments porteurs et non porteurs de  l’ouvrage) et variables (charges d’exploitation et climatiques comme la neige et le vent). Solution : Il faut une couche résistante adéquate dans la paroi verticale suivant s’il s’agit d’une paroi paroi porteuse porteuse ou non.

Cour Courss : Ossa Ossatu ture ress Bâti Bâtime ment nt (201 (2012/ 2/20 2013 13)) – MAST MASTER ER Géni Génie e Civil Civil – Opti Option on : Bâti Bâtime ment nt - Prof Prof.. Amar Amar KASSO KASSOUL UL - UHBC UHBChl hlef ef

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Chapitre 1 : LES MURS

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aux séismes pour protéger les personnes et les biens. aux infractions.

1.3.3. Isolation thermique en limitant le plus possible le passage de la chaleur par la paroi dans le cas  d’une paroi séparant un local chauffé d’un local non chauffé. Pour les autres parois, cette isolation est inutile. Solution : on utilise un isolant thermique si l’élément résistant n’est pas isolant. -contre les bruits : Aériens extérieurs (ex : trafic routier) et intérieurs (ex : télévision, chaîne, chant…).  Solution : on emploie un isolant phonique ou une paroi lourde surtout pour les murs de façade ainsi que ceux séparant deux logements. D’impact (ex : planter un clou). Mais il est rare qu'il y ait des bruits d'impact sur les  parois verticales. Il n'est donc pas nécessaire d'isoler les parois verticales de ces bruits d'impact. -contre l’incendie pour pallier la diminution des caractéristiques mécaniques des matériaux sous la chaleur. Solution : On tient compte des normes exigeantes sur tous les matériaux utilisés dans la paroi sur leur tenue au feu et on peut par exemple augmenter les sections résistantes. - contre l'eau : de pluie (uniquement pour les murs de façades). Solution : on peut utiliser un revêtement de façade étanche ou voir III.  obtenue à cause de la vapeur d'eau dans la construction (cuisson des aliments, douches…). Solution : la vapeur d'eau va de l'intérieur du bâtiment vers l'extérieur et peut endommager les propriétés thermiques des isolants hydrophiles, c’est à dire qui absorbe l’eau. Pour éviter cela, on utilise un pare-vapeur placé avant l’isolant.  du sol qui provoque des remontées capillaires. 

1.3.4. Esthétique pour l’environnement, et donc pouvant être décorée. Solution : Un beau parement, un enduit ou un jeu de formes différentes et de couleurs. 1.3.5. Eclairer l’intérieur de la construction par la lumière du jour. Solution : des baies à double vitrage pour des isolations thermique et acoustique. 1.3.6.Étanchéité à l’air. Solution : Les parois opaques sont étanches à l’air et c’est au niveau des baies que l’air peut s’infiltrer. C’est à ce niveau qu’il faudra faire attention. 2. DIFFERENTS TYPES DE MURS Les murs et élévations peuvent être faits de différents matériaux : béton coulé, parpaings, briques, béton cellulaire, … Selon leur position et leur rôle, on distingue principalement :

Cours : Ossatures Bâtiment (2012/2013) – MASTER Génie Civil – Option : Bâtiment - Prof. Amar KASSOUL - UHBChlef


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- le mur - pignon : qui ferme l'extrémité du bâtiment, - le mur de façade : qui ferme les côtés du bâtiment, Il s’agit souvent de murs en maçonnerie possédant des baies (pour les portes, les fenêtres et les portes-fenêtres) et pourvus ou non d’un isolant thermique. - le mur de refend : Ceux sont des murs porteurs intérieurs. Ils constituent un appui intermédiaire pour les planchers qu’ils supportent. Réalisés en béton armé où en maçonnerie, ils possèdent généralement des baies pour les portes sauf s’il s’agit de murs de refend séparant deux logements. - le mur de fondations : qui s'élève directement depuis la fondation, partie généralement enterrée, - le mur enterré : qui clôt des pièces enterrées : cave, sous-sol … - le mur de remplissage : qui ne supporte aucune charge et joue uniquement le rôle de fermeture, - le mur de clôture : mur ou muret, extérieur au bâtiment, qui délimite et cerne le terrain. 3. LES MURS EN MACONNERIES 3.1. Définition Un mur en maçonneries est une structure verticale composée par l’assemblage d’éléments de petites dimensions, montés en lits horizontaux et à joints croisés, liés entre eux par joint de mortier, par collage ou par emboîtement. La cohésion du mur est obtenue par l’imbrication des différentes pièces qui le constituent, ce qui nécessite un décalage des joints d’une assise sur l’autre. Ces éléments de petites dimensions peuvent être : - de la pierre comme moellons de granit, basalte, grès, calcaire,.... - des blocs de béton courant ou cellulaire, - des briques en terre cuite. 3.2. Matériaux utilises pour les parois verticales Pour une construction individuelle ou un petit immeuble collectif (pas plus de 3 ou 4 étages), les parois porteuses sont le plus souvent réalisées en maçonneries traditionnelles de petits éléments assemblés sur le chantier à joints de mortier. Les produits utilisés sont : - les briques creuses ou pleines en terre cuite, - les blocs creux ou pleins en béton de granulats courants ou légers, - les blocs de béton cellulaire assemblés au mortier ou à joints minces de colle, - les moellons d’usage courant ou en pierre de taille, maintenant plus souvent utilisés pour des parements que pour des parties porteuses.



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En habitat collectif , les parois porteuses sont la plupart du temps réalisées en béton banché, c’est à dire coulées à leur emplacement définitif entre deux banches sur le chantier, mais aussi en panneaux préfabriqués en béton armé assemblés sur place. Les parois non porteuses comme les cloisons et les murs de remplissage peuvent être : - des blocs creux ou pleins en béton ou en terre cuite, - des carreaux de plâtre à parements lisses, - des plaques de parement en plâtre à faces cartonnées. Dans la suite, nous ne nous intéresserons pas à la pierre car son utilisation est de plus en plus abandonnée à cause de son coût. 3.3. Différents types de blocs et de briques 1. Les blocs de béton

Le bloc de béton est le produit le plus utilisé pour la construction des murs de maçonnerie. Les blocs de béton sont généralement parallélépipédiques et de dimensions qui les rendent manu-portables lors de leur mise en œuvre. Ils sont produits industriellement en béton non armé afin d’être montés sur chantier à joints de mortier (joints épais de mortier traditionnel) ou par collage (joints minces de mortier-colle) ou par emboîtement. Les blocs les plus couramment utilisés sont estampillés de la marque NF propre à la France, qui garantit la fourniture de matériaux de qualité aux caractéristiques bien définies et identiques. Cette marque impose la mise en place d’un système de contrôle par le fabricant. a- les trois sortes de matériaux de blocs de béton couramment utilisés : Il existe trois matériaux pouvant constituer ces blocs de béton : - les blocs de béton en granulats courants, - les blocs de béton en granulats légers, - et les blocs de béton cellulaire autoclavé. b- blocs de béton Cellulaire Les blocs de béton cellulaire autoclave, encore appelés thermo pierre, ont une masse volumique très peu élevée, environ 500 kg/m 3, et offrent une résistance mécanique relativement faible. Ils ne peuvent donc pas recevoir de charges importantes.

c- blocs de béton en granulats courants ou légers Les blocs de béton dits de granulats légers ont une masse volumique inférieure à 1700 kg/m 3. Lorsque la masse volumique est supérieure à 1700 kg/m3, les blocs sont dits en granulats courants.


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Les blocs de béton en granulats légers ont une résistance thermique plus grande que les blocs de béton en granulats courants mais présentent une résistance mécanique moindre. On distingue trois catégories de blocs de béton standards de granulats courants ou légers, selon l’importance de la surface des alvéoles : - les blocs pleins sans alvéoles,

- les blocs perforés,

- les blocs creux..

d- blocs à isolation intégrée Les blocs-coffrages isolants de béton avec polystyrène à l’extérieur ou à l’intérieur ou les deux assurent une isolation thermique par l'extérieur ou par l'intérieur ou simultanée (voir photos cidessous). Le montage s'effectue à sec par emboîtements horizontaux et verticaux. Ces blocs sont utilisés dans les bâtiments industriels et agricoles, publics et sportifs, et les habitats individuels et collectifs.

e- blocs à bancher Destinés à être utilisés lorsque les murs sont soumis à des efforts importants, les blocs à bancher servent de coffrage perdu au béton coulé en place et remplacent les banches. Ils sont utilisés dans la réalisation de murs porteurs extérieurs et intérieurs enduits, de soubassement, de descentes de garages, de réservoirs, de silos et de sous-sol enterré. Avant le coulage du béton, des armatures verticales et horizontales devront être placées à l’intérieur des blocs.

f- les briques Les briques sont obtenues par façonnage, filage et/ou pressage, séchage et/ou cuisson d’une pâte argileuse. Elles sont employées dans les ouvrages de maçonneries courantes tels que les murs, les



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cloisons et les doublages. Il existe comme pour les blocs de béton, des blocs accessoires pour les linteaux, les chaînages verticaux, les abouts de planchers… On distingue les catégories suivantes : Il existe deux sortes de briques creuses : - les briques montées à joints de mortier horizontaux continus, notées C, - les briques dites à rupture de joint, montées à joints de mortier horizontaux discontinus, notées RJ, destinées à améliorer les caractéristiques thermiques du mur. La mise en œuvre respectant la discontinuité du joint de pose horizontal reste difficile à maîtriser.

1 : brique à rupture de joint (RJ) 2 : brique plâtrière utilisée pour les cloisons ou les doublages 3 : brique utilisée en façade ou en refend, en remplissage ou en porteur, selon l’épaisseur 4 : brique creuse à pouvoir isolant élevé

g- briques pleines ou perforées Les briques pleines ou perforées verticalement sont montées à joints de mortier épais. Employés pour l’habitation, elles sont généralement enduites ou protégées extérieurement afin d’améliorer des caractéristiques thermiques, acoustiques, de résistance au feu ou pour rattraper des irrégularités de surface. On distingue plusieurs modèles : - brique pleine de format le plus courant 6 cm x 11 cm x 22 cm, (1) - brique perforée de largeur inférieure à 14 cm et dont la somme des perforations est inférieure à 50% de la section perpendiculaire à la face de pose, (2) - bloc perforé de terre cuite à alvéoles verticales permettant de réaliser toute l’épaisseur brute du mur avec un seul élément, et à fort pouvoir isolant (3).

3.4. Résistance - stabilité des ouvrages de maçonneries 3.4.1. Principe de résistance Quel que soit le type de maçonneries, elles ne doivent subir que des compressions. L’épaisseur des blocs à utiliser et leur classe de résistance dépendent : - du type de maçonnerie et de ses dimensions, - et des sollicitations mécaniques (descente de charges). Une fois le calcul de charges effectué et le type de maçonnerie choisi, on calcule la contrainte réelle dans le mur que l’on compare à la contrainte admissible.


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3.4.2. Contrainte normale réelle de compression On admet que les contraintes dans les murs se répartissent de manière uniforme. La contrainte normale réelle de compression en partie courante d'un mur en maçonneries est calculée en divisant la charge N obtenue grâce une descente des charges, par la surface horizontale u

S du mur chargé par N . u

S = épaisseur du mur x longueur du mur Pour une charge uniformément répartie, cette contrainte normale réelle à mi-hauteur du mur doit être inférieure ou égale à la contrainte normale admissible à la compression C.

3.4.3. Contrainte normale admissible de compression ou d’écrasement C La stabilité mécanique dépend : - de l'élancement L = H/e, H étant la hauteur libre entre planchers et e, étant l'épaisseur brute du mur, L étant limité à 20 pour les murs porteurs et à 30 pour les c loisons et les murs de remplissage, - et de la nature du cas de charges appliqué au mur, centré (mur de refend) ou excentré (généralement, mur de façade sous plancher ou poutre avec appui ne se faisant pas sur toute l’épaisseur du mur). La contrainte normale admissible de compression C, dont il faut tenir compte dans les calculs, vaut :

3.5. Dispositions constructives 3.5.1. Les appuis sur les murs Afin d'éviter à la maçonnerie de travailler en traction, il faut que les poutres, dalles et linteaux prennent suffisamment appui sur le mur. La longueur d'appui d'un plancher sur un mur est au minimum de 2/3 de l'épaisseur brute du mur. La longueur d'appui d'un linteau isolé sur un mur est au minimum de 20 cm. 3.5.2. Les chaînages Un chaînage horizontal continu en béton armé doit ceinturer la construction à chaque étage pour les planchers en béton armé ou pour couronner les murs. Ils sont habillés d’une planelle du côté extérieur dans le cas de planchers ou sont moulés dans des blocs en forme de U comme pour les linteaux dans le cas d’un couronnement des murs sans plancher. Dans le cas d’une planelle, celle-ci doit être de préférence de même nature que la maçonnerie. Le chaînage horizontal ne doit pas être trop volumineux et les habillages isolants sont interdits.



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3.6. Choix d'un mur de façade : (DTU 20.1 et 23.1) Indépendamment de leurs caractéristiques mécaniques, les murs de façade sont définis par la résistance qu’ils offrent à la pénétration de la pluie combinée avec le vent pendant des durées plus ou moins longues. Cette pénétration d’eau dépend de plusieurs paramètres tels que le type de mur, la situation et la hauteur de la construction et l’exposition de la façade. 3.6.1. Les 4 types de murs Les murs de Type I ne comportent aucun dispositif pouvant s’opposer au cheminement de l’eau au travers du mur tel qu’un revêtement étanche en face extérieure et une coupure de capillarité dans son épaisseur. L’isolant, dans ce cas, peut être hydrophile, c’est à dire absorbant l’eau.

Les murs de Type II sont sans revêtement étanche coté extérieur mais comprennent dans leur épaisseur une coupure continue de capillarité qui peut être soit des panneaux isolants non hydrophiles comme du polystyrène expansé ou de la mousse de polyuréthane (Type II a), soit une lame d’air continue (Type II b).



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Les murs de Type III sont aussi sans revêtement étanche coté extérieur mais sont doublés intérieurement par une seconde paroi séparée de la première par une lame d’air continue à la base de laquelle sont prévus des dispositifs de collecte et d’évacuation vers l’extérieur des eaux d’infiltration éventuelles.

Les murs de Type IV sont étanches à l’eau grâce à un revêtement étanche dérivé des techniques de couverture situé à l’extérieur de la paroi. La conception des murs de Type I, II a, II b et III est fondée sur le principe qu’une certaine quantité d’eau, plus ou moins importante peut au bout d’un temps plus ou moins long traverser la maçonnerie et qu’il faut l’arrêter et la rejeter avant qu’elle n’atteigne le parement interne. Au contraire, dans le mur de Type IV, l’eau ne peut pénétrer dans le mur protégé extérieurement par un revêtement étanche. 4. LES PAROIS ENTERREES (Voiles périphériques) 4.1. Définition Les parois enterrées sont construites directement sur les fondations ou les longrines et sont situées sous le niveau du sol fini. Elles servent à délimiter : - le terre-plein sur lequel prend appui la dalle, - le vide-sanitaire sous le plancher bas, - les locaux du sous-sol. Elles se situent sous tous les porteurs verticaux (façades et refends) et sont donc complètement ou partiellement enterrées. On les appelle aussi murs de soubassement.



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4.2. Fonctions a- fonction mécanique Les parois enterrées doivent évidemment supporter les charges provenant des porteurs verticaux qu’elles reprennent et du plancher bas s’il est solidaire, mais aussi la poussée des terres puisqu’elles sont enterrées. b- fonction isolation thermique Les parois enterrées doivent être isolées thermiquement si le local enterré est chauffé donc habité. Dans le cas contraire il n’est pas nécessaire d’isoler. c- fonction étanchéité Les parois enterrées doivent s’opposer aux pénétrations d’eau : - par infiltration à travers la paroi, ce qui donne des traces d’humidité à l’intérieur, - par remontées capillaires qui donnent des traces d’humidité et des condensations à l’intérieur du mur, - par infiltration au niveau des fondations , ce qui entraînerait une diminution de la capacité portante du sol.



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4.3. Solutions a- fonction mécanique Pour reprendre les charges, les parois enterrées doivent être : - soit en béton armé d’épaisseur minimale 16 cm, - soit en maçonneries de blocs de béton creux ou pleins, d’épaisseur 20 cm pour les murs périphériques et d’épaisseur 15 cm pour les refends, - soit en maçonneries de briques perforées, les autres types de briques étant proscrits. On remarque sur le schéma, les poteaux en béton armé incorporés aux angles et dans la longueur des murs périphériques et de refend. b- fonction isolation thermique Contre les déperditions thermiques, on place un isolant thermique verticalement à l’intérieur. Vous verrez les isolants dans le chapitre ISOLATION étudié en terminale. c- fonction étanchéité Les solutions dépendront : - de l’origine des venues d’eau (nappe phréatique ou eaux de ruissellement), - de l’abondance de ces venues d’eau (région, topographie du lieu comme terrain en butte ou en creux, pente du terrain), - de la perméabilité du sol (les sables et graviers sont des sols perméables, les argiles et les limons sont des sols peu perméables). On distingue trois catégories de murs : Catégorie 1 : murs des locaux habitables en sous-sol où aucune trace d’humidité n’est admise. Catégorie 2 : murs de chaufferie, garages ou certaines caves, où des infiltrations limitées peuvent être tolérées.



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Catégorie 3 : murs de vide-sanitaire ou de terre-plein qui n’ont pas de fonction étanchéité et qui n’ont qu’une fonction porteuse. d- contre les infiltrations à travers les parois Les solutions contre les infiltrations à travers les parois sont de prévoir à l’extérieur de la paroi, un revêtement étanche. Pour cela, - on peut appliquer un enduit au mortier de ciment hydrofuge avec peinture bitumineuse appliqué en une ou deux couches (exemple : enduit Sika). Cette solution est utilisée pour les murs de catégorie 2. - On peut aussi mettre en place un revêtement étanche (exemple : Delta MS) ou un complexe de drainage vertical rapporté. Cette solution est utilisée pour les m urs de catégorie 1.

e- contre les remontées capillaires Dans le cas des murs en béton armé, on ajoute au béton lors de sa confection, un adjuvant qui est un hydrofuge. Dans le cas des murs en maçonneries, on réalise une coupure de capillarité. Pour cela, les solutions sont : - soit une bande de bitume armé placée en sandwich entre deux couches de mortier, par exemple FONDABAND comme le montre le dessin ci-contre - soit une feuille de polyéthylène placée aussi en sandwich entre deux couches de mortier, - soit une chape de mortier de ciment richement dosé en sable et avec hydrofuge, - soit une membrane d’étanchéité élastomère adhésive.

On place ces coupures dans tous les murs en maçonneries, qu’ils soient périphériques ou intérieurs.



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Ces coupures de capillarité doivent être situées à 0,15 m au moins au-dessus du sol fini, comme le montrent les différents cas de figures ci-dessous.

f- contre les infiltrations au droit des fondations : On place en général un drain tout autour du bâtiment pour collecter et évacuer les eaux pluviales et de ruissellement. Ce drain peut être en : - béton poreux ou perforé, - en terre cuite, - en PVC perforé, (cas très souvent utilisé) Il doit avoir une pente de 1 cm par mètre tout en descendant vers le collecteur. Suivant la pente du terrain (DTU 20 – 1), le drainage ceinture totalement ou partiellement le bâtiment.

g- contre la nappe phréatique Dans le cas où les parois enterrées sont baignées souvent dans la nappe phréatique, il faut prévoir un cuvelage, c’est à dire une enveloppe étanche tout autour des parties enterrées de l’ouvrage. h- exemple de mise en œuvre d’une étanchéité de paroi enterrée : Utilisation du SOMDRAIN



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4.4. Voile périphérique d’après RPA99/v2003 Les ossatures au dessous du niveau de base, formées de poteaux courts (par exemple les vides sanitaires) doivent comporter un voile périphérique continu entre le niveau des fondations (semelles, radier...) et le niveau de base. Toutefois, en zone I, cette prescription est facultative pour les maisons individuelles et bâtiments assimilés ou pour toute autre construction de hauteur inférieure ou égale à 10m au dessus du niveau moyen du sol. Dans le cas de blocs séparés par des joints de rupture, le voile périphérique doit ceinturer chaque bloc. Ce voile doit avoir les caractéristiques minimales ci-dessous : - épaisseur 15cm ; - les armatures sont constituées de deux nappes Le pourcentage minimum des armatures est de 0,10% dans les deux sens (horizontal et vertical) Les ouvertures dans ce voile ne doivent pas réduire sa rigidité d'une manière importante. Dans le cas des dallages sur terre plein, on pourra se dispenser du voile périphérique à condition de dimensionner les poteaux suivant les prescriptions prévues pour les poteaux d'élancement géométrique inférieur à 5 dans le paragraphe 7.4.2.2.


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5. LES VOILES EN BETON ARME 5.1. Définition du voile Les voiles ou murs de contreventement sont définis comme des éléments verticaux à deux dimensions dont la raideur hors plan est négligeable. Dans leur plan, ils présentent généralement une grande résistance et une grande rigidité vis-à-vis des forces horizontales. Par contre, dans la direction perpendiculaire à leur plan, ils offrent très peu de résistance vis-à-vis des forces horizontales et ils doivent être contreventés par d’autres murs ou par des portiques [2]. 5.2. Classification des types de voiles -Voile pleine où -voile sans raidisseur (Figure 1a) -voile avec raidisseur (Figure 1b) -Voile avec une seule file d'ouverture (Figure 1c) -Voile avec plusieurs files d'ouvertures (Figure 1d)

a-Voile sans raidisseurs

b-voile avec raidisseur

c- Voile avec une seule file d'ouverture

d-Voile avec plusieurs files d'ouverture

Figure 1 : Différent type des voiles [3]

5.3. Classification des structures avec voiles Vue la grande variété des constructions à voiles de contreventements, on peut fournir une classification pratique de ces constructions. A cet égard, trois grandes catégories peuvent être rencontrées: 1) structures « mixtes » avec des murs porteurs associés à des portiques (Figure 2), 2) structures à noyau central (Figure 3), 3) structures uniquement à murs porteurs (Figure 4). le type des voiles illustré dans la Figure 2, le rôle porteur vis-à-vis des charges verticales est assuré par les poteaux et les poutres, tandis que les voiles assurent la résistance aux forces horizontales. Dans la figure 3, un noyau central formé de deux murs couplés à chaque étage par des poutres assure majoritairement la résistance aux forces horizontales. Une certaine résistance supplémentaire peut être apportée par les portiques extérieurs, comme le montre la Figure 3 Dans la figure 4, les voiles assurent en même temps le rôle porteur vis-à-vis des charges Verticales et


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le rôle de résistance aux forces orizontales.

Figure 2 : Structures « mixtes » avec des murs porteurs couplés à des portiques

Figure 3 : Structure a noyau central

Figure 4 : Structure uniquement a murs porteurs

5.3. Rôles des voiles de contrev ntement


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L’utilisation des voiles en béton armé pour la construction des structures dans les zones sismiques est exigée obligatoirement par le code parasismique Algérien RPA99/V2003 [5]. La raison est que les voiles, outre leur rôle porteur vis-à-vis des charges verticales, sont très efficaces pour assurer la résistance aux forces horizontales. Reprenant la plus grande partie de l’effort sismique, ils conditionnent le comportement des structures et jouent un rôle primordial pour la sécurité. Par rapport à d’autres éléments de structures, les voiles jouent d’outres rôle à savoir [6] : 1-Augmente la rigidité de l’ouvrage ; 2- Diminue l’influence des phénomènes du second ordre et éloigne la possibilité d’instabilité ; 3- Diminue les dégâts des éléments non-porteurs dont le coût de réparation est souvent plus grand que celui des éléments porteurs ; 4- Apaise les conséquences psychologiques sur les habitants de haut bâtiment dont les déplacements horizontaux sont importants lors des séismes. 5- Rend le comportement de la structure plus fiable que celui d’une structure ne comportant que des portiques. 5.4. CARACTERISTIQUES GEOMETRIQUE ET MECANIQUES DES VOILES 5.4.1. Caractéristiques géométrique Le modèle le plus simple d’un voile est celui d’une console parfaitement encastrée à sa base, (Figure 5).

Mu

Nu

Figure 5 : Voile pleine

Les principaux paramètres influençant le comportement des voiles en béton armé sont l’élancement (rapport hauteur H sur la largeur du voile L), les armatures (pourcentages et dispositions) et la contrainte normale moyenne. Il y a lieu de distinguer les voiles élancés (élancement H / L supérieur à 2 environ) et les voiles courts (Élancement H / L inférieur à 2) [4].


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- Dimension d’après RPA99/V2003

D’après RPA99/V2003 [5], les dimensions minimales des voiles doivent satisfaites les conditions suivantes : L≥ 4a. a ≥ 15 cm où L étant la longueur du voile (Figure 6) et a est l’épaisseur du voile. Dans le cas contraire, ces éléments sont considérés comme des éléments linéaires où poteaux.

a

L

he

L≥4a.4

Figure 6 : Coupe de voile en élévation [5]

De plus, l'épaisseur doit être déterminée en fonction de la hauteur libre d'étage h e et des conditions de rigidité aux extrémités comme indiqué à la figure 7.

a

a≥

h

a≥

21

≥3a h 25

≥3a

a

≥2a

a ≥2a a≥

h 22

Figure 7 : Coupes de voiles en plan [5]


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Pour les calculs de l'inertie des voiles, il est admis de considérer l'influence des murs perpendiculaires. La longueur du mur prise en compte de chaque côté devrait être la plus petite des valeurs indiquées sur la figure 8. a c

c

c L0 c0

c0

c ≤ min (8a ; L0/2;c0) Figure 8 : Prise en compte des murs retour [5] - Dimension d’après l’Eurocode 8

D’après l’Eurocode 8[4], l’épaisseur b wo (a dans RPA99/2003) de l’âme doit respecter la condition donnée par l’expression suivante : bwo ≥ max {0.15, hs/20} (m)

(1)

Où hs est la hauteur libre d’étage, en mètres. D’autres exigences complémentaires s’appliquent pour l’épaisseur des éléments de rive raidis (Figure 9). Il n’est pas nécessaire de prévoir d’élément de rive confiné dans les membrures de mur ayant une épaisseur bf ≥ hs/15 et une largeur l f ≥ hs/5, où hs étant la hauteur libre d’étage (Figure 9).

Figure 9 : Élément de rive confiné inutile à une extrémité du mur avec membrure transversale importante [4].

- D’après l’Eurocode 8, l’épaisseur b w des parties confinées de la section de mur (éléments de rive) ne soit pas inférieure à 200 mm. De plus, si la longueur de la partie confinée ne dépasse pas la valeur maximale de 2bw et 0,2 lw , il convient que bw ne soit pas inférieure à hs/15, hs étant la hauteur d’étage. Si la longueur de la partie confinée excède la valeur maximale de 2b w et 0,2 lw , il convient que bw ne soit pas inférieure à hs/10 (voir Figure 10).


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Figure 10 : Épaisseur minimale des éléments de rive confinés [4]

5.4.2. Longueur de flambement -Voile non raidis latéralement

La longueur de flambement L f en fonction de la hauteur libre L du voile entre nus de plancher 1. lf = 0,8l voile encastré en tète et en pied avec un plancher de part et d’outre. 2. lf = 0,85l voile encastré d’un seul coté. 3. lf = l voile articulé en tète et en pied. -Voile raidis latéralement

Raidisseur aux extrémités du voile

Longeur de flambement lf

Si

≤ 2,5

=

(2)

Si

≤

(3)

Si

>

=

(4)

,

(valeur de lf calculée précédemment) Si

> 2,5

=

=

(5)

4.4.3. Caractéristiques mécanique La Figure 11 montre l’exemple d’un élément de section rectangulaire ou en I, soumis à une charge verticale N et une charge horizontale V en tête. Le voile est sollicité par un effort normal N et un effort tranchant V constants sur toute la hauteur et un moment fléchissant qui est maximal dans la section d’encastrement. Le ferraillage classique du voile est composé d’armatures verticales (pourcentage ρv), d’armatures horizontales (pourcentage ρ h). Les armatures verticales extrêmes sont soumises à d’importantes forces de traction/compression créant ainsi un couple capable d’équilibrer le moment appliqué. A la base du voile, sur une hauteur critique, des cadres sont disposés autour de ces armatures afin d’organiser la ductilité de ces zones. Enfin, les armatures de l’âme horizontales et verticales ont le rôle d’assurer la résistance à l’effort tranchant. Les différents pourcentages règlementaires seront exposés dans le paragraphe 6.


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Chapit Chapitre re 1 : LES MURS MURS

N V

Figur Figuree 11 11 : Schéma d’un voile plein et disposition du ferraillage

http://mescoursdegeniecivil.wifeo.com/documents/Ptech6.pdf http://mescoursdegeniecivil.wifeo.com/documents/Ptech7.pdf http://mescoursdegeniecivil.wifeo.com/documents/Ptech8.pdf http://iut-tice.ujf-grenoble.fr/tice-espaces/GC/materiaux/mtx3/CoursMateriaux/3.1.pdf


Chapit Chapitre re 2 : LES FONDAT FONDATION IONSS

1

CHAPITRE 2 : FONDATIONS Plan du chapitre 1. ROLES DES FONDATIONS 2. FONCTIONNEMENT DES FONDATIONS 3. TYPES DE FONDATIONS 4. FONDATIONS SUPERFICIELLES (isolés et continues) 5. RADIERS 6. FONDATIONS PROFONDES 7. PATHOLOGIE DES FONDATIONS Référe Référence ncess : (http://mescoursdegeniecivil.wifeo.com/documents/Ptech3.pdf) http://www.cours-genie-civil.com/IMG/pdf/cours_fondations-superficielles1_procedes-generaux-deconstruction.pdf http://www.cours-genie-civil.com/IMG/pdf/cours_fondations-profondes1_procedes-generaux-deconstruction-2.pdf http://www.cours-genie-civil.com/IMG/pdf/Murs_rideaux_procedes-generaux-de-construction.pdf http://www.cours-genie-civil.com/IMG/pdf/cours_fondations-profondes3_procedes-generaux-deconstruction.pdf http://www.cours-genie-civil.com/IMG/pdf/cours_fondations-superficielles-radiers_procedesgeneraux-de-construction.pdf http://www.cours-genie-civil.com/IMG/pdf/Expose-etudiants_Planchers_Dallages_procedesgeneraux-de-construction.pdf


Chapit Chapitre re 2 : LES FONDAT FONDATION IONSS

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1. ROLES DES FONDATIONS I - 1 Défin Définit itio ion n Un ouvrage quelle que soient sa forme et sa destination, prend toujours appui sur un sol d’assise. Les éléments qui jouent le rôle d’ interface entre l’ouvrage et le sol s’appellent fondations. Ainsi, quelque soit le matériau utilisé, sous chaque porteur vertical, mur, voile ou poteau, il existe une fondation.

I – 2 Rôle Rôle princ principa ipall La structure porteuse d’un ouvrage (voir c ours de mécanique chapitre 4) supporte différentes charges charges telles telles que : - des charges verticales : • comme les charges permanentes telles que le poids des éléments porteurs, le poids des éléments non porteurs, • comme les charges variables telles que le poids des meubles, le poids des personnes…, le poids de la neige, - des charges horizontales (ou obliques) : • comme des charges permanentes telles que la poussée des terres, • comme les charges variables telles que la poussée de l’eau ou du vent.

La structure porteuse transmet toutes ces charges au sol par l’intermédiaire des fondations.


Chapitre 2 : LES FONDATIONS

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Il ne s’agit pas de calculer la charge globale que reprend l’ouvrage mais la charge reprise par chaque fondation. En effet chaque fondation ne reçoit pas la même charge. Cela dépend des éléments porteurs repris. La charge reprise par une fondation se calcule au moyen d’une descente de charges. Le rôle principal d’une fondation est donc d’assurer la transmission des charges appliquées sur l’ouvrage au sol. Les critères influant le choix d’une fondation sont donc : - La qualité du sol. - Les charges amenées par la construction. - Le coût d’exécution.

I - 3 Rôles secondaires 1°) La fondation doit résister elle-même aux charges et doit être calculée en conséquence. 2°) L'ensemble ouvrage – fondation - sol doit être en équilibre stable. Il ne doit pas y avoir possibilité de mouvement. - pas de glissement horizontal : L’adhérence sol – fondation doit empêcher les forces horizontales (poussées du vent, des terres…) de pousser l’ouvrage horizontalement. - pas de basculement : Les charges horizontales ont tendance à faire basculer l’ouvrage car elles créent un moment. Les forces verticales (po ids) doivent les contrebalancer. - pas de déplacement vertical : Le sol doit être suffisamment résistant pour éviter l’enfoncement du bâtiment de manière uniforme ou dissymétrique (tassements différentiels entre deux parties solidaires de l'ouvrage) et le bâtiment doit être suffisamment lourd pour éviter les soulèvements dus à l'action de l'eau contenue dans le sol (poussée d'Archimède). Cours : Ossatures Bâtiment (2012/2013) – MASTER Génie Civil – Option : Bâtiment - Prof. Amar KASSOUL - UHBChlef

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3°) Une fondation doit être durable. Toutes les précautions devront être prises dans les dispositions constructives, le choix et l'emplacement des matériaux, ainsi que dans la mise en œuvre. 4°) Une fondation doit être économique. Le type de fondation, les matériaux employés et la mise en œuvre doivent être le moins coûteux possible.

2. FONCTIONNEMENT DES FONDATIONS Un mur ou un poteau supporte une partie des charges de l’ouvrage et compte-tenu de ses faibles dimensions, risquent de poinçonner le sol. C’est pour cela que sous un mur et un poteau, on place une fondation qui permet de répartir la même charge mais sur une surface horizontale plus importante et donc de diminuer la pression exercée sur le sol, c’est à dire de diminuer la force exercée sur le sol par unité de surface. Il faudra toujours s’assurer que la pression exercée par la fondation sur le sol est inférieure à la pression que peut supporter le sol. La pression que peut supporter le sol a été déterminée grâce aux essais de reconnaissance de sol (voir chapitre 2 de technologie). La FONCTION d’une FONDATION est de TRANSMETTRE au SOL les CHARGES qui résultent des ACTIONS appliquées sur la STRUCTURE qu’elle supporte. Cela suppose donc que le concepteur connaisse: - la capacité portante de la semelle de fondation. Le sol ne doit pas rompre, ni tasser de façon inconsidérée sous la semelle. - les actions amenées par la structure au niveau du sol de fondation. La semelle doit résister aux actions auxquelles elle est soumise.

Cette pression s’appelle contrainte et est notée σ. σ = F/S

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(Son unité est le MPa = MN/m )

La pression exercée à la surface du sol entraîne des pressions dans les couches de sol situées endessous jusqu’à une certaine profondeur qui varie suivant le type de fondations et la charge appliquée.

3. TYPES DE FONDATIONS III – 1 Types de fondations : Les deux types de fondations sont : - les fondations superficielles, - les fondations profondes et spéciales . Les fondations sont dites superficielles si une des deux conditions suivantes est respectée : H/L < 6 ou H < 3 m Avec H : profondeur de la fondation et L : largeur de la fondation.


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III – 2 Choix des fondations Le choix du type de fondation dépend : - du type d'ouvrage à fonder , donc des charges appliquées à la fondation (charges différentes pour une maison individuelle et pour une tour), - de la résistance du sol . Il est important de faire une bonne reconnaissance des sols. . Si la couche superficielle est suffisamment résistante, il sera quand même nécessaire de faire une reconnaissance de sol sous le niveau de la fondation sur une profondeur de deux fois la largeur de la fondation et s'assurer que les couches du dessous sont assez résistantes. . Si la couche superficielle n'est pas assez résistante, une reconnaissance des sols devra être faite sur une profondeur plus importante. On choisira toujours la fondation la plus économique.

4. LES FONDATIONS SUPERFICIELLES 4.1. INTRODUCTION Les fondations superficielles sont mises en œuvre lorsque la construction peut prendre appui sur une couche de résistance acceptable à faible profondeur par rapport au niveau le plus bas de la construction et non du terrain naturel. Les fondations superficielles sont de trois types : Semelle isolée, placée sous un poteau,

*

semelle filante, placée sous un mur ou plusieurs poteaux rapprochés



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4.2. Les semelles isolées 4.1.1. Définitions - Terminologie Une fondation superficielle est définie par des caractéristiques géométriques.

Figure : Coupe verticale sur semelle superficielle - L: longueur de la semelle ou plus grand côté dune semelle. - B : largeur de la semelle ou plus petit côté de la semelle. - semelle circulaire B = 2 R - semelle carrée B = L - semelle rectangulaire B < L < 5R - semelle continue ou filante :... L > 5B - D : hauteur d’encastrement de la semelle. Hauteur minimum au dessus du niveau de la fondation. Si un dallage ou une chaussée surmonte la fondation ceux-ci sont pris en considération dans la hauteur d’encastrement. - h : ancrage de la semelle. Il correspond à la hauteur de pénétration de la semelle dans la couche porteuse Elle est aussi définie par le rapport B/D. Au delà d’un rapport de 1/6, nous sommes dans le domaine des fondations profondes.

4.1.2. Dimensionnement des fondations superficielles La surface de la semelle doit être suffisante pour répartir sur le sol, les charges apportées par les porteurs verticaux. Répartir une force sur une surface, c’est exercer une pression :

La capacité portante du sol doit être supérieure à la pression exercée par les fondations. La surface S d’une semelle s’exprime :

Nu représente l’effort ultime apporter par l’ouvrage, q représente la contrainte (capacité portante) du sol.



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La valeur de q est identifiée par une campagne de reconnaissance de sol (essais en laboratoire et/ou essais in situ).

4.1.2. Dimensions des semelles isolées Les semelles isolées sont les fondations des poteaux. Leurs dimensions de surface sont homothétiques à celles du poteau que la fondation supporte :

- Semelles circulaires : Les semelles sont axées sur le poteau, la hauteur H est définie pareillement, en fonctio n des diamètres du poteau et de la semelle.

c) Profondeur hors gel des semelles de fondation. Pour éviter que le sol d’assise des semelles ne soit déstructuré par les cycles de gel et de dégel du sol, le niveau d’assise des fondations doit être descendu à un niveau suffisant : profondeur hors gel. Cette profondeur varie selon la zone climatique et l’altitude :



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4.3. Formes de semelles isolées



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DISPOSITIONS CONSTRUCTIVES



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4.4. Liaisons des fondations isolées. Les massifs de fondations peuvent être isolés ou reliés entre eux pour rigidifier l’ensemble de l’infrastructure (ou pour des raisons mécaniques particulières - semelles excentrées). Ces éléments de liaison sont des longrines. Ce sont des semelles filantes qui peuvent ou non supporter des voiles porteurs.



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4.3. Les semelles filantes

Les semelles filantes sont les fondations des voiles. La hauteur H est définie comme pour les semelles isolées



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5- Reprise en sous-œuvre. Dans le cas de mitoyenneté avec un bâtiment existant, les charges reportées d’une construction à l’autre peuvent être dommageables. Les fondations ne doivent pas se gêner mutuellement. 1 - Les fondations d’un bâtiment en construction doivent descendre au niveau de celles du bâtiment voisin existant. 2- Les fondations du bâtiment voisin doivent être descendues au niveau du bâtiment en construction. On parle alors de



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6- Représentation graphique - Les fondations superficielles

AI : Arase inférieure de la semelle. AS : Arase supérieure de la semelle.



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Les semelles, poteaux et longrines identiques sont cotés une seule fois et rappelés par S, un P ou un L suivit de leur numéro. Pour les longrines, on donne toujours dans l’ordre : base x hauteur.

SEMELLE CONTINUE

CAS DE LA SEMELLE FLEXIBLE



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CAS DE LA SEMELLE RIGIDE



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5. RADIERS 5.1. GÉNÉRALITÉS Un radier est une dalle plane (Figure ), éventuellement nervurée (Figure ), constituant l'ensemble des fondations d'un bâtiment. Il s'étend sur toute la surface de l'ouvrage. Elle comporte parfois des débords (consoles extérieures)

Comme toute fondation, elle transmet les charges du bâtiment, sur l’ensemble de sa surface, au sol. Avantages de la semelle unique : - diminution des risques de tassement - très bonne liaison donc rigidité de la base du bâtiment Ce mode de fondation est utilisé dans deux cas : – lorsque la capacité portante du sol est faible : le radier est alors conçu pour jouer un rôle répartisseur de charges. Son étude doit toujours s'accompagner d'une vérification du tassement général de la construction ; – lorsque le sous-sol d'un bâtiment est inondable : le radier joue alors le rôle d'un cuvelage étanche pouvant résister aux sous-pressions (cf. [1.6]). Ce type d'ouvrage ne doit pas être soumis à des charges pouvant provoquer des tassements différentiels trop élevés entre les différentes zones du radier. Dans le cas de couches sous-jacentes très compressibles, le concepteur doit vérifier que le point de passage de la résultante générale coïncide sensiblement avec le centre de gravité du radier. Cours : Ossatures Bâtiment (2012/2013) – MASTER Génie Civil – Option : Bâtiment - Prof. Amar KASSOUL - UHBChlef


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Lorsque la compressibilité du sol varie de manière importante ou lorsque la structure présente des différences marquées de rigidité, il y a lieu de prévoir des joints de rupture.

1- CRITERES DE CHOIX Le radier est justifié si la surface des semelles isolées ou continues est très importante (supérieure ou égale à 50 % de l'emprise du bâtiment) Ce qui est le cas lorsque : - le sol a une faible capacité portante mais il est relativement homogène. - les charges du bâtiment sont élevées (immeuble de grande hauteur). - l'ossature a une trame serrée (poteaux rapprochés). - la profondeur à atteindre pour fonder sur un sol résistant est importante. - Il est difficile de réaliser des pieux (coût - vibrations nuisibles). - Il existe des charges excentrées en rive de bâtiment. Eventuellement, dans le cas de sous-sols utilisables (parking, garages, caves ...) ou en vue d'obtenir un sous-sol étanche (cuvelage)

2- MODE DE FONCTIONNEMENT 2.1 Actions mécaniques agissant sur le radier - Les actions descendantes (poids propre, poids de la superstructure et actions extérieures) transmises par les murs et poteaux - Les actions ascendantes du sol réparties sous toute sa surface

Hypothèse : La répartition des pressions sur le sol est uniforme. Cela nécessite un radier de grande rigidité (forte épaisseur de béton - forte densité d'armatures) et si possible des poteaux également distants et également chargés Principes Généraux de Construction Mais généralement les poteaux sont inégalement chargés, on admet la simplification ci dessous :

Les actions sur le radier engendrent la déformée suivante : Cours : Ossatures Bâtiment (2012/2013) – MASTER Génie Civil – Option : Bâtiment - Prof. Amar KASSOUL - UHBChlef


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Le radier se comporte comme un plancher renversé

2.3- Conséquences Il est nécessaire de renforcer le radier au droit des appuis des murs et des poteaux Le béton résistant mal à la traction , on placera des armatures dans les zones tendues : en partie haute en travée et en partie inférieure au droit des murs et des poteaux

Principe d'armature :

Renfort des radiers plats au droit des éléments porteurs : Schémas de principe de renforcement du radier soumis à des charges ponctuelles

Charges linéaires transmises par un mur

3- PRINCIPE DE CONSTRUCTION On ne peut envisager la réalisation du radier qu'à certaines conditions : - les charges apportées par le bâtiment doivent être régulièrement réparties : pas de bâtiment avec une partie haute et une partie moins haute pour ne pas engendrer des tassements incompatibles. - La répartition des contraintes sous le radier est uniforme - Le terrain sous le radier n’est soumis qu’à des contraintes de compression en tout point. - Le sol d'assise a une résistance régulière (pas de tassements différentiels, pas de points durs)


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- La poussée d’Archimède due à une présence d'eau n'est pas trop forte (soulèvement de l’ensemble du bâtiment)

Contraintes inégales imposées au sol et tassements inégaux

Vue en plan des bâtiments

Tassement différent sous le radier, dû au terrain de résistance inégale : Déversement du bâtiment et excentricité de la résultante par rapport au centre de la semelle

4- DIFFERENTS TYPES DE RADIERS tous les radiers sont mis en place sur un béton de propreté ou un lit de sable

4.1- Radier plat d'épaisseur constante convient aux charges assez faibles et aux bâtiments de petite emprise Cours : Ossatures Bâtiment (2012/2013) – MASTER Génie Civil – Option : Bâtiment - Prof. Amar KASSOUL - UHBChlef


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- facilité et rapidité d'exécution - les murs ou les poteaux viennent s'appuyer directement sur la dalle avec possibilité de renforcer les sections de béton au droit des appuis

4.2- Radier nervuré Lorsque les charges sont importantes, pour que l'épaisseur du radier ne devienne pas excessif, on dispose des travures de poutres (nervures) pour rigidifier la dalle ; elles peuvent être disposées dans un seul sens ou dans deux ; cela dépend de la portée, de la disposition des murs ou des poteaux l'ensemble donne des alvéoles qu'il est nécessaire de remblayer si on veut utiliser le sous-sol ou faire une deuxième dalle en partie haute les poteaux et les murs portent sur les poutres.



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La dalle du radier peut être située

C’est la solution rationnelle : La dalle, placée en zone comprimée, renforce la poutre qui, de ce fait, est en forme de T renversé grande rigidité

Inconvénients : - fouille importante mais simple - coffrage compliqué et important - nécessité de remplir les creux entre les poutres et les nervures pour utiliser la surface - risque de sous-pressions plus important



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La dalle se trouve dans la zone tendue de la poutre, et ne participe pas à sa résistance

Inconvénients : - terrassement complexe - armatures plus compliquées : les armatures secondaires doivent reprendre les charges pour les reporter sur les zones comprimées - épaisseur plus grande de la dalle, donc augmentation du poids

Avantage : - surface supérieure de la dalle directement utilisable

4.3- radier champignon Dans le cas d'une construction ossature on peut traiter le radier selon le principe des planchers champignons ; il ne comporte pas de nervure, ce qui permet d'avoir une surface plate et dégagée pour de grandes portées.

Les charges sont transmises des poteaux à la dalle épaisse (50 cm) par l'intermédiaire de chapiteaux ce qui permet de répartir progressivement la charge - nécessité de répartir régulièrement les poteaux (la portée dans un sens ne peut dépasser 2 fois la portée dans l'autre sens) - facilité d'exécution - les chapiteaux "encombrent" au sol

Remarque : le chapiteau peut être incorporé dans la dalle (béton fortement armé pour le chapiteau) ce qui permet d'avoir une surface totalement plane

4.4- radier voûté Cours : Ossatures Bâtiment (2012/2013) – MASTER Génie Civil – Option : Bâtiment - Prof. Amar KASSOUL - UHBChlef


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L'axe des voûtes est perpendiculaire à la grande dimension du radier

Les voûtes permettent d'augmenter les portées (distance entre les éléments porteurs) sans augmenter sensiblement l'épaisseur du radier

La mise en œuvre est assez complexe mais les radiers voûtés sont minces (12 à 20 cm) car ils travaillent essentiellement en compression ; ils sont donc économiques en béton et en acier - il est nécessaire de faire une répartition symétriques des charges ; les poussées des voûtes sont reprises par des culées (aux extrémités) ou par des tirants (tous les 4 m environ) - les tirants peuvent être constitués : par des barres en acier par des poutres en BA placées perpendiculairement à l'axe des voûtes - ils peuvent être lestés de sable si nécessaire (en cas de sous-pressions) - des poutres sont placées au droit des murs et sous les alignements de poteaux

Inconvénients : - difficulté de mise en forme du béton de la voûte - coffrages des tirants - remplissage des creux pour rendre la surface utilisable



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5- ARMATURES : Cours : Ossatures Bâtiment (2012/2013) – MASTER Génie Civil – Option : Bâtiment - Prof. Amar KASSOUL - UHBChlef


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5.1- armature d'un radier plat avec console

5.2- radier nervuré Solution rationnelle

Solution moins rationnelle : E > e

6.2. RADIER RÉPARTISSEUR DE CHARGES D'une manière générale, il est impossible de connaître la répartition exacte des réactions s'exerçant sous un radier. En effet, celles-ci dépendent de la nature du sol et des coefficients d'élasticité respectifs sol-radier et radier-structure. Le calcul d'un radier nécessite donc le choix d'hypothèses simplificatrices sur les diagrammes de réaction du sol. Toutefois il est impératif de vérifier les conditions de la Statique, c'est-à-dire l'équilibre global entre les réactions du sol et l'ensemble des charges apportées par la superstructure. Le radier, par simplification, est toujours considéré comme infiniment raide par rapport à sa superstructure. En d'autres termes, les poteaux et les voiles s'appuyant sur le radier sont considérés comme articulés à leur base. En revanche, le radier est plus ou moins déformable par rapport au sol de fondation.

6.2.1. Radiers rigides Si le radier peut être considéré comme rigide, le calcul est mené en considérant une répartition linéaire des réactions du sol. Le dimensionnement du radier doit être tel que le cheminement des



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efforts de la superstructure soit assuré, les efforts internes du radier étant déterminés par l'équilibre des forces de gauche (ou de droite) d'une section quelconque. Le calcul en plancher renversé n'est valable que sous réserve de vérifier sensiblement l'équilibre entre la descente des charges apportées par la superstructure et les réactions du sol sous chaque poteau.

En première approximation l'épaisseur des éléments constitutifs du radier est déterminée par les relations : – nervures :

Avec l'entre axes des poteaux parallèlement aux nervures. – dalle :

avec l entre axes des poteaux perpendiculairement aux nervures (fig. 3.55) . De plus l'épaisseur de la dalle doit être telle que la vérification à l'effort tranchant soit assurée sans qu'on ait besoin d'armatures d'effort tranchant. a) Cas d'un mauvais terrain. On considère que le radier fonctionne soit en plancher nervuré renversé soit en plancher-dalle renversé.

6.2.2. Radiers souples Cette méthode ne tient pas compte de la continuité. Elle consiste à vérifier les conditions de la Statique et de non-poinçonnement du sol sous la surface correspondant à chaque poteau ou voile pris isolément. Ces surfaces peuvent être discontinues si la résistance du sol le permet. La forme du diagramme choisi peut être soit rectangulaire soit triangulaire (terrain pulvérulent).



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6. FONDATIONS PROFONDES, PAROIS DE SOUTENEMENT 01 DEFINITON — TERMINOLOGIE Une fondation profonde est caractérisée par la manière dont le sol est sollicité pour résister aux charges appliquées. - résistance en pointe - par frottement latéral - résistance de pointe et frottement latéral (cas courant) Ses dimensions sont définies par: - D : Longueur de fondation enterrée dans le sol - B : largeur de la fondation ou diamètre Au-delà de D/B > 6, et D > 3, nous sommes dans le domaine des fondations profondes.

D’une manière générale, les fondations profondes sont souvent désignées par le terme de «pieu»

6.2 PRINCIPES DE FONCTIONNEMENT 6.2.1 Cas d’un pieu isolé Un pieu transmet au sol les charges qu’il supporte: - par l’appui de sa base sur le sol résistant (effort de pointe noté Q) - par le frottement latéral entre le sol et le pieu (effort de frottement latéral noté Q) L’effort de pointe est proportionnel à: - section de la base du pieu - à la résistance du substratum L’effort de frottement latéral est proportionnel à: - la surface de contact entre le pieu et le sol - au coefficient de frottement pieu-sol (rugosité du pieu, pression latérale, coefficient de frottement interne du sol) Le frottement latéral du pieu n’est mobilisable que s’il y a déplacement relatif entre le pieu et le sol. Si le pieu a tendance à s’enfoncer dans un sol stable, le frottement sol-pieu génère un effort vertical ascendant (frottement positif). Si au contraire, le pieu étant immobile, le sol à tendance à tasser, le frottement sol-pieu est négatif. Cela à pour conséquence de surcharger le pieu. Pour remédier à ce problème (couches compressibles, remblais récents non stabilisés), on chemisera le pieu par un tubage afin de diminuer l’effet du frottement négatif. Cours : Ossatures Bâtiment (2012/2013) – MASTER Génie Civil – Option : Bâtiment - Prof. Amar KASSOUL - UHBChlef


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Attention, si le pieu travaille à l’arrachement, Q = O. Il est admis que le frottement latéral mobilisable est identique selon que le pieu travaille en compression ou en traction. 6.2.2 Cas de groupes de pieux D’une part, lorsque les pieux sont suffisamment rapprochés, il ne suffit pas de vérifier la résistance d’un pieu isolé. En effet, il arrive que la charge limite d’un groupe de pieux Q gu soit inférieure à la somme des charges limites de chaque pieu i solé Q ui. Le coefficient d’efficacité du groupe de pieu se définit comme suit:

la zone compressible n’est pas influencée par le pieu

Groupement de pieux la zone compressible est influencée par l’effet radier du groupe de pieux



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D’autre part la diffusion de contraintes en profondeur sous un groupe de pieux est différente de celle sous un pieu isolé. Il se produit un effet radier. Cela a pour conséquence de transmettre les contraintes en profondeur bien au delà de celles générées par un pieu isolé.

6.3 DETERMINATION DE LA CHARGE LIMITE D’UN PIEU ISOLE Considérons un pieu isolé soumis à une charge verticale. Le pieu traverse différentes couches de sol de qualité plus ou moins bonnes pour s’ancrer dans une couche de sol aux caractéristiques mécaniques favorables. Cette couche s’appelle couche d’ancrage ou substratum résistant.

La charge limite du pieu Q u est obtenue en additionnant la charge limite de pointe Q pu qui correspond au poinçonnement du sol sous la base du pieu et la charge limite Q su mobilisable par le frottement latéral entre le sol et le pieu.

La charge limite de pointe est donnée par :

La charge limite de frottement est donnée par: Avec: - pp: coefficient réducteur de section de l’effort de pointe - Ps: coefficient réducteur de section de l’effort de frottement latéral - A: aire de la section droite - P: périmètre de la section du pieu - qpu: résistance limite de pointe - qj : frottement latéral unitaire limite dans couche i - e : épaisseur de la couche i - h : hauteur d’ancrage Nota : La détermination de A et de P ne pose pas de problème particulier pour les pieux à section pleine ou pour les pieux tubulaires fermés. Pour les autres sections, on se référera au tableau cidessous Cours : Ossatures Bâtiment (2012/2013) – MASTER Génie Civil – Option : Bâtiment - Prof. Amar KASSOUL - UHBChlef


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Définition de A et P pour les pieux tubulaire ouverts, les palplanches et profilés H Les valeurs de pp et ps sont données dans le tableau ci-contre.

6.4 DIMENSIONNEMENT DES PIEUX Comme pour les fondations superficielles, le dimensionnement des pieux se réalise à partir des essais de laboratoires, de l’essai pénétrométrique ou de l’essai pressiométrique. Actuellement la méthode pressiométrique donne de bons résultats quel que soit le type de sol. Elle est présentée ci-après. Les valeurs des charges admissibles sont données dans le ta bleau ci-dessous:



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6.5 CLASSIFICATION DES FONDATIONS PROFONDES Comme nous venons de le voir la charge limite d’un pieu est fonction de son mode d’exécution. On distingue 3 grandes classes de fondations profondes: • Les pieux mis en place par refoulement du sol Ils concernent les pieux battus (catégories 1 et 2) et les pieux foncés (catégorie 5). Leur mise en place se fait par vérinage battage ou vibro-fonçage. Ils repoussent le sol et le compriment; ce qui génère un bon frottement latéral. • Les pieux mis en place sans refoulement du sol Ils concernent les pieux forés et les puits (catégories 3 et 4). Leur mise en place se fait par substitution. Ce qui à pour effet de remanier le sol et de le décomprimer. Le frottement latéral est donc diminué, sauf pour certains types de mise en oeuvre (pieux exécutés à la tarière creuse, ou vissés moulés)

• Les fondations injectées Elles concernent les parois moulées, les barrettes. D’autres types de fondations existent ,mais ils sont plutôt classés comme renforcement de sol: • les colonnes de Col-mix (mélange de sol en place et de liant à l’aide de deux tarières creuses) • les colonnes de jet-grouting (forage puis injection de liant haute pression en remontant) • les colonnes ballastées (fonçage d’un vibreur puis injection à l’air comprimé de ballast (40/80 mm) en remontant) • les picots de sable (fonçage d’un tube de petit diamètre, puis introduction de sable vibrocompacté • les plots pilonnés (excavation à la pelle mécanique, puis introduction de matériaux granulaires sains subissant un pilonnage intensif) 6.5.1 Différentes catégories de pieux Les documents réglementaires classent les pieux selon es catégories ci-dessous: 1 - Pieux façonnés à l’avance • battu préfabriqué • métal battu • tubulaire précontraint • battu enrobé • battu ou vibrofoncé, injecté haute pression 2 - Pieux à tube battu exécuté en place • battu pilonné • battu moulé

3 - Pieux forés • foré simple • foré tubé Cours : Ossatures Bâtiment (2012/2013) – MASTER Génie Civil – Option : Bâtiment - Prof. Amar KASSOUL - UHBChlef


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• foré boue • tarière creuse (type 1 à type3 selon la technologie utilisée) • vissé moulé • injecté haute pression 4 — Puits 5 - Pieux foncés • béton foncé • métal foncé 6 - Micro-pieux de diamètre inférieur à 250 mm • type I • type Il • type III • type IV

Fondations profondes, parois de soutènement, amélioration des sols



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7 – PATHOLOGIE DES FONDATIONS En général, les désordres dus à des problèmes de fondation entraînent des frais importants. Ils sont très variés et d’origines diverses. Leurs effets peuvent aller de la fissuration de la structure du bâtiment jusqu’à sa mise en péril, c’est à dire son abandon pur et simple, la construction devenant impropre à sa destination initiale. Les désordres peuvent être dus à : - une reconnaissance de sol incomplète et donc souvent un sol mal adapté : • profondeur insuffisante des sondages, • présence de cavités non détectées, • nappe d’eau insoupçonnée, • agressivité de l’eau, • point dur sous un radier, • terrain d’assise non homogène ou peu résistant et très compressible, • sol compressible d’épaisseur variable sous radier, • sols différents sous un même bâtiment,

- une erreur de calcul ou de conception : • fondations inadaptées ou mal calc ulées, • fondations différentes sous un même ouvrage, • radier chargé inégalement, • fondations sur un remblai récent non stabilisé, • chargement dissymétrique de l’ouvrage,



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- une mauvaise exécution : • fondation non mise hors gel car profondeur trop faible, • ferraillage de la fondation mal positionné, • bétonnage des pieux mal surveillé, • oubli du drainage, • présence de terre dans le béton des fondations, - une cause extérieure : • vibrations importantes lors du battage des pieux d’une construction voisine, • pieux pouvant être endommagés par les charges apportées par une fondation superficielle à proximité,

- une modification des conditions existantes : reprises en sous-œuvre mal exécutées. Il en résulte un tassement plus ou moins uniforme de la construction, des tassements différentiels occasionnant des désordres dans la structure et dans le second œuvre ou des désordres dans les constructions existantes voisines.


Chapit Chapitre re 3 : LES CONTRE CONTREVEN VENTEM TEMENT ENTS S

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CHAP CHAPIT ITRE RE 3 : LES LES CONT CONTRE REVE VENT NTEM EMEN ENTS TS 3.1. DE DEFIN FINITI ITION ON

En génie génie civil, civil, un contreventement est un système système statique statique destiné destiné à assurer la stabilité stabilité globale globale d'un ouvrage vis-à-vis des effets effets horizontaux issus issus des éventuelles éventuelles actions sur celui-ci (par exemple : vent, séisme, choc, freinage, etc.). Il sert sert également à stabiliser localement localement certaines parties de de l'ouvrage (poutres, (poutres, poteaux) poteaux) relativemen relativementt aux phénomènes phénomènes d'instabilité d'instabilité (flambage (flambage ou déverseme déversement). nt). Afin d'assurer la stabilité globale d'un bâtiment, il est nécessaire que celui-ci soit contreventé selon au moins moins 3 plans plans vertic verticaux aux non coliné colinéaire airess et un un plan plan horiz horizont ontal al ; on distin distingue gue donc donc les les contreventements verticaux verticaux (destinés à transmettre transmettre les efforts horizontaux dans dans les fondations) des contreventements horizontaux (destinés à s'opposer aux effets de torsion dus à ces efforts). Un contreventement peut peut être réalisé par des voiles (contreventements verticaux) verticaux) ou des plaques (contre (contreven ventem tement entss horizon horizontau taux) x) en béton béton armé, armé, en maçonn maçonneri erie, e, en bois bois ou en tôle tôle ondulé onduléee ; ou par des treill treillis is en bois bois ou en en acier. acier. 3.2. CHOIX DU CONTREVENTEMENT CONTREVENTEMENT

Le contreventement permet d'assurer une stabilité horizontale et verticale de la structure lors des secousses qui, rappelons-le, ont des composantes dans les trois directions. Le rôle du contreventement horizontal est de transmettre les actions latérales aux éléments verticaux appelées palées de stabilité. Pour assurer le contreventement horizontal, les planchers et toitures faisant office de diaphragme rigide ne devraient pas être affaiblis par des percements percements trop grands ou mal placés pouvant nuire nuire à leur résistance et leur rigidité. Les diaphragmes flexibles devraient être évités pour combattre le déversement des murs notamment en maçonnerie. Le contreventement vertical par palées devrait répondre à des critères spécifiques tels que : • leur nombre : au moins trois palées non parallèles et non concourantes par étage. • leur disposition : elles seront situées le plus symétriquement possible par rapport au centre de gravité des planchers et de préférence aux angles avec une largeur suffisante. • leur distribution verticale : être régulière ; les palées seront de préférence superposées afin de conférer aux différents niveaux, une rigidité comparable aussi bien en translation qu'en torsion. 3.3. CONTREVENTEMENT GENERAL DES BATIMENTS Le premier souci que doit avoir l’ingénieur d’études est de prévoir des dispositions assurant la stabilité générale et spécialement le contreventement d’ensemble des bâtiments. Ces dispositions doivent avoir pour objet non seulement d’assurer la résistance aux forces horizontales prises en compte dans les calculs, telles celles résultant de l’action du vent, mais aussi de permettre éventuellement aux bâtiments de subir sans dommages excessifs les les effets de certaines sollicitations sollicitations exceptionnelles, telles que des explosions localisées. Ces problèmes se posent avec une acuité particulière dans les immeubles à grand nombre d’étages.

Les solutions susceptibles d’être choisies pour assurer le contreventement général des bâtiments sont évidemment liées aux contraintes qui peuvent être imposées par le parti architectural ; elles sont également dépendantes, dans une certaine mesure, du matériel dont dispose l’entreprise. Ces solutions peuvent être classées en trois grandes catégories (§ 3.1, 3.2 et 3.3). 3.3.1. Contreventement assuré par portiques Les portiques (figure 1) doivent être conçus pour résister non seulement aux forces de pesanteur,

mais égalemen égalementt aux forces forces horizontales horizontales ; celle celle résistance résistance implique implique la rigidité rigidité des des nœuds. nœuds. Cette

Cour Courss : Ossa Ossatu ture ress Bâti Bâtime ment nt (201 (2012/ 2/20 2013 13)) – MAST MASTER ER Géni Génie e Civi Civill – Opti Option on : Bâti Bâtime ment nt - Prof. Prof. Amar Amar KAS KASSO SOUL UL - UHBC UHBChl hlef ef


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solution solution conduit conduit en général général à des sections sections de béton béton et d’armatures d’armatures plus plus importante importantes, s, et à des disposition dispositionss de ferraillage ferraillage plus complexes complexes que celles usuellem usuellement ent adoptées adoptées dans les structure structuress les plus courantes de bâtiments. À moins que l’on ne puisse puisse prévoir, prévoir, dans chaque chaque plan de contreven contreventemen tement, t, des portiques portiques comportant un nombre relativement relativement important de travées, cette cette solution de contreventement contreventement est onéreuse, onéreuse, et on ne la retient retient guère que lorsqu’il lorsqu’il n’est n’est pas possible possible d’en choisir choisir une autre. Il faut faut cependant lui reconnaître reconnaître l’avantage de ne pas créer d’obstacles d’obstacles à la présence présence d’ouvertures de grandes dimensions dans le plan des portiques. portiques.

Figure Figure 1 – Ossature Ossature en portique portiquess (à des travées) travées)

Le calcul des ossatures en portiques peut être conduit suivant de nombreuses méthodes plus ou moins élaborées. 3.3.2 Contreventement Contreventement assuré par pans rigides

La rigidité des pans de contreventement peut être assurée : — soit par des triangulations triangulations en béton armé ; — soit par des voiles voiles en béton armé armé ; — soit éventuellement éventuellement par des des remplissages en maçonnerie de résistance suffisante entre éléments (poteaux et poutres) de l’ossature en béton armé. 3.3.2.1 Contreventement triangulé

Dans le premier cas, la présence des triangulations crée souvent des difficultés pour la réalisation d’ouvertures dans les pans de contreventement : on peut quelquefois trouver une solution plus satisfaisante en disposant les éléments de triangulation non plus sur la hauteur d’un étage, mais sur celle de deux étages (figures 2). La mise en œuvre des remplissages en maçonnerie est dans tous les cas rendue moins facile. facil e.



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Figure 2. Pans de contreventement triangulés

Le calcul des poutres à treillis dont les membrures sont constituées par les poteaux et qui fonctionnent en console à partir du niveau des fondations ne soulève pas de difficultés particulières ; il est conduit suivant les errements habituels, habituels, en admettant des articulations aux nœuds. 3.3.2.2 Contreventement avec voile en béton La solution de contreventement avec voiles en béton armé est actuellement très répandue ; très

souvent, les voiles en cause, disposés transversalement aux bâtiments de forme rectangulaire allongée, constituent également les éléments de transmission des charges verticales (§ 4), sans être obligatoirement renforcés par des poteaux. Ils assurent ainsi, dans des conditions économiques, à la fois la transmission des charges de pesanteur et le contreventement dans la direction transversale des bâtiments bâtiments ; cet avantage avantage est évidemment évidemment surtout surtout marqué marqué pour les entreprise entreprisess équipées équipées d’un matériel de coffrage approprié approprié : banches et et coffrages-tunnels [C 2 316]. Quant au contreventement longitudinal des mêmes bâtiments, il peut lui aussi être obtenu par des voiles disposés dans les plans des façades et des refends longitudinaux. En général, ces voiles ne sont prévus que dans certaines travées, et, pour limiter les inconvénients résultant des variations dimensionnelles sous l’effet du retrait et et de la température, il convient de disposer les voiles de contreventement dans des travées voisines du du centre des bâtiments, plutôt qu’à une extrémité, et en en évitant surtout de les prévoir aux deux deux extrémités (figure 3).


Chapitre 3 : LES CONTREVENTEMENTS

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Figure 3. Contreventement longitudinal d’un bâtiment. Disposition des pans rigides

Le calcul du contreventement par voiles en béton armé soulève notamment deux problèmes : a) celui, d’ailleurs général, de la répartition des forces horizontales s’exerçant sur un bâtiment entre les différents pans de contreventement ; b) celui de la détermination des efforts dans les éléments de liaison (linteaux) des voiles disposés dans un même plan. 3.3.2.3 Contreventement par remplissage en maçonnerie

La solution consistant à assurer le contreventement par des remplissages en maçonnerie de résistance suffisante est plus spécialement à retenir dans le c as de bâtiments comportant un nombre limité d’étages. Il faut évidemment être certain que les maçonneries en cause ne sont pas appelées à disparaître ou à être modifiées (percement ultérieur d’ouvertures). Cette condition est en général réalisée pour certains murs de cages d’escaliers, de séparation entre logements ou entre corps de bâtiment au droit des joints, ou de pignons. Il n’existe pas de méthode de calcul de caractère réglementaire permettant de déterminer les contraintes dans les panneaux de maçonnerie sous l’action des forces horizontales appliquées aux niveaux des planchers. Quelques essais ont bien été effectués tant en France qu’à l’étranger, mais ils ont été limités à certains types d’ossatures et de remplissage [88]. On est conduit à considérer dans les panneaux des diagonales comprimées fictives, dont on se fixe la largeur par des considérations de bon sens et dont on vérifie que la contrainte reste inférieure aux valeurs normalement admissibles pour les maçonneries en cause.

Système vulnérable Plutôt favorable, si les parois de remplissage et le cadre sont liés en compression uniquement; Particulièrement défavorable si les parois ne sont que partiellement remplies



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3.3.3 Noyau de stabilité des immeubles-tours

La stabilité des immeubles-tours à usage d’habitation et surtout de bureaux est très souvent assurée par un ouvrage situé en partie centrale, constitué par des parois verticales, en voiles de béton armé, disposées suivant des plans orthogonaux, et par les planchers. Cet ensemble trouve le plus souvent sa place dans la zone où sont rassemblées les circulations verticales (ascenseurs et escaliers de secours) et des locaux annexes ne recevant pas la lumière naturelle (salles de bains, toilettes, vestiaires, archives, etc.). Les parois de ce noyau assurent la transmission d’une partie des charges verticales et, à elles seules, la résistance aux forces horizontales, notamment aux actions du vent. Les éléments verticaux de la structure, tout autour du noyau, n’ont en principe à supporter que des charges verticales. Dans certains cas, le noyau de stabilité a été réalisé en béton armé, alors que les parties périphériques comportaient une ossature – poutres et poteaux – en métal. Il faut cependant noter que, dans certains immeubles-tours, ce sont les ossatures des façades qui ont été conçues pour assurer la stabilité sous l’action du vent. Dans les cas visés au premier alinéa de ce paragraphe, les calculs ne diffèrent pas, dans leurs principes, de ceux correspondant à la solution du contreventement par voiles en béton armé ; il faut déterminer la répartition des efforts entre les différents voiles dans chaque sens et étudier notamment la résistance des linteaux entre éléments de voiles situés dans un même plan (§ 3.2.2). La solution envisagée au quatrième alinéa relève d’un calcul de portiques à grand nombre de travées et d’étages, qui ne peut guère être abordé que par l’utilisation de programmes de calcul automatique.

Noyaux, parois • haute rigidité et stabilité Ex. Noyaux: cages d‘ascenseurs, cages d‘escaliers (largement espacées)

3.4. Solutions mixtes

On peut très bien avoir recours à des solutions mixtes, utilisant simultanément plusieurs des solutions mentionnées aux paragraphes 3.1, 3.2 et 3.3. La difficulté essentielle est alors de définir la répartition des forces horizontales entre les divers pans de contreventement, dont les déformabilités peuvent être très différentes en raison de leurs dimensions et de leur constitution. Enfin, le contreventement longitudinal d’un bâtiment de forme rectangulaire allongée peut très bien être assuré différemment du contreventement transversal : par exemple, ce dernier par voiles en béton armé et le premier par portiques, si l’on peut disposer d’un nombre important de travées.



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3.4. Comportement et dimensionnement à la torsion

Dans le contexte de l’action sismique, plusieurs faits sont à l’origine de la torsion des bâtiments. D’abord l’existence d’excentricités structurales entre les centres de gravité CM et les centre de rigidité CR (ou centre de torsion, voir définition en 4.2.1): - Les composantes horizontales de l'action sismique induisent dans une structure, outre la flexion et le cisaillement, de la torsion, car le centre de gravité CMi, point de passage de la force d'inertie engendrée par le tremblement de terre, n'est généralement pas confondu avec le centre de torsion CRi de cet étage. Il en résulte les moments de torsion M t = Vy. (CMi CRi )x ou Mt = Vx. (CMi CRi )y ( voir Figure 4.1). - Dans une construction multi - étagée, les centres de masses CMi des différents étages i ne sont pas nécessairement sur une même verticale, pas plus que les centres de torsion CRi . Un niveau j dont le centre de masse CM j serait confondu avec le centre de torsion CR j peut donc quand même être soumis à une torsion résultant des décalages entre CM et CR aux niveaux supérieurs.

Figure 4.1. Le décalage entre CM et CR entraîne une torsion du bâtiment.

Ensuite l’existence d’incertitudes diverses sur les positions de CM et CR : - La position du centre de masse CM i de chaque niveau n'est pas connue avec précision, car elle dépend de l'utilisation : position du mobilier, affectation des locaux en archives, salle de réunion, etc ... - La position du centre de raideur CRi de chaque niveau n'est pas connue avec précision, car elle dépend de la flexibilité réelle des diverses unités de contreventement, qui est forcément estimée, en particulier dans les constructions en béton. Enfin, il existe des phénomènes additionnels engendrant de la torsion, tels que : - La possibilité de couplage des réponses longitudinale et torsionnelle


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- Des mouvements horizontaux différentiels du sol correspondant à la propagation des ondes de cisaillement en surface, qui appliquent aux constructions des rotations alternées faisant appel à leur inertie torsionnelle ; cet effet existe toujours ; il est significatif pour les constructions dont la longueur est comparable à la longueur des ondes de cisaillement. On tient compte des phénomènes décrits en considérant 2 contributions à la torsion : - la torsion résultant de la non-coïncidence des centres de gravité CM avec les centres de torsion CR, qu’on appelle dans la suite la torsion "naturelle", cependant que la distance entre CM et CR est appelée excentricité structurale e0. - la torsion résultant des incertitudes et phénomènes additionnels divers, qu’on appelle dans la suite torsion "accidentelle" et qui est traduite dans une excentricité accidentelle ea additionnelle à l’excentricité structurale e 0. Dans l’Eurocode 8, l’« excentricité accidentelle » additionnelle à l’excentricité naturelle vaut : eai = ±0,05Li où eai est l’excentricité accidentelle de la masse du niveau i par rapport à sa position nominale, appliquée dans la même direction à tous les niveaux et Li est la dimension du plancher perpendiculaire à la direction de l’action sismique. Pour un séisme de direction y, les moments de torsion de calcul à considérer dans l’analyse simplifiée sont Mt1 = Vi (eox + 0,05 Li) et Mt2 = Vi (eox – 0,05 Li). De même pour un séisme de direction x. La réponse en torsion d'un bâtiment peut en pratique être calculée par deux approches : - une analyse à l'aide d'un modèle 3D de la structure, effectuée à l'aide d'un logiciel permettant de considérer les flexibilités de tous les éléments structuraux. La torsion naturelle est automatiquement calculée par ce modèle, mais pas la torsion accidentelle – voir 4.4. - une analyse approchée, permettant un calcul manuel, mais qui demande diverses hypothèses simplificatrices pour aboutir – voir 4.2. Répartitions de la force statique équivalente qui remplace la force sismique.

Répartition verticale de la force sismique

Répartition horizontale



comportement des structures symétriques et asymétriques

Bâtiment symétrique:

Bâtiment asymétrique:

Réalisation de l’équilibre:


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Cas de charge à considérer:

M: centre de masse S: centre de cisaillement

Avec la méthode du spectre de réponse: emax = e + 0.05d emin = e – 0.05d Comportement et dimensionnement à la torsion Hypothèses:

– système élastique linéaire – dalles infiniment rigides dans leur plan (déformation en bloc) – dalles et refends infiniment souples hors de leur plan – déformations d’effort tranchant et rigidité torsionnelle négligeables Détermination du centre de cisaillement S:

Le centre de cisaillement S correspond au centre de gravite des inerties


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www.ihf.fr/pdf/...en.../05%20%20Contreventements.pdf http://xa.yimg.com/kq/groups/23711357/1587544183/name/Shear_walls-frame_design.ppt http://departements.univ-reunion.fr/.../STABILITE%20DES%20OUVRAGES.ppt -


CONCEPTION PARASISMIQUE DES BÂTIMENTS PRINCIPES DE BASE 1. Concepts généraux. 1.1 Concept général de stabilité des bâtiments sous action sismique 1.2 Objectif global du projet d’ossature parasismique 2. Principes de conception parasismique des bâtiments 2.1 Principe 1 - Simplicité 2.2 Principe 2 - Continuité 2.3 Principe 3 - Régularité en plan 2.4 Principe 4 - Régularité en élévation 2.6 Principe 6- Diaphragmes efficaces 2.7 Principe 7- Des éléments structuraux verticaux surdimensionnés 2.8 Principe 8- Créer les conditions d’un mécanisme plastique global 2.9 Principe 9 - Choix rationnels relatifs aux masses 2.10 Principe 10- Largeur des contreventements 2.11 Principe 11- Largeur des fondations 2.12 Principe 12- Partition en sous structures 2.13 Principe 13- Fixation des éléments non structurels 3. Options de conception 3.1 Dissipativité (et comportement plastique) ou sur-résistance (et comportement élastique)? 3.2 Structure très hyperstatique ou peu hyperstatique?

Bibliographies: André PLUMIER, CONSTRUCTIONS EN ZONE SISMIQUE, Chapitre 5. Conception parasismique des bâtiments, Université de liège, Belgique, Edition 2006, (ww.ArGEnCo.ULg.ac.be.) Hugo Bachmann, Conception parasismique des bâtiments – Principes de base à l’attention des ingénieurs, architectes, maîtres d’ouvrages et autorités, Directives de l’OFEG – Richtlinien des BWG – Direttive dell’UFAEG, Berne, 2002

INTRODUCTION Le présent cours offre un large aperçu de l’art de la conception parasismique des bâtiments. Il expose des principes de base à suivre pour réaliser des ouvrages aptes à résister aux tremblements de terre. Ces principes régissent essentiellement • la conception et • les dispositions constructives pour • la structure porteuse et • les éléments non porteurs La conception et le choix des détails constructifs de la structure porteuse (murs, poteaux, dalles) et des éléments non-porteurs (cloisons intérieures, éléments de façade) jouent un rôle déterminant dans la tenue des bâtiments (comportement avant la rupture) et leur vulnérabilité face aux séismes (sensibilité à l'endommagement). Les principes exposés dans ce cours s’appliquent essentiellement aux nouvelles constructions. Ce document s'adresse d'abord aux professionnels de la construction, tels qu'ingénieurs civils et architectes, mais il intéressera également les maîtres d'ouvrages et les autorités en charge de la construction. S'il se prête bien à l'étude personnelle, on peut également s’en servir avec profit pour élaborer des exposés lors de séminaires et de cours de perfectionnement ou pour dispenser des cours dans les Hautes écoles.

1. CONCEPTS GENERAUX 1.1 Concept général de stabilité des bâtiments sous action sismique Tous les bâtiments constituent des «boites », dont le fonctionnement général est schématisé à la Figure 1 et dont la stabilité implique le respect des 3 conditions suivantes: Une résistance adéquate des plans constituant la boite: • contreventements verticaux: murs, triangulations, portiques • contreventements ou diaphragmes horizontaux ou sub-horizontaux: planchers, toitures, poutres «au vent », etc... Un choix convenable de ces plans, tel que la géométrie globale de la boite reste inchangée lors des mouvements sismiques : limitation des mouvements hors plan, gauchissement,... ; ceci demande: - un nombre convenable de plans de contreventement verticaux et horizontaux - une bonne disposition relative de ces plans. - Des liaisons adéquates entre ces plans.

Figure 1. Schéma général de fonctionnement en « boite » pour la reprise des actions horizontales de séisme ou de vent.

1.2 Objectif global du projet d’ossature parasismique L’objectif global du projet d’une ossature parasismique est de définir une structure capable de subir, sans s’effondrer, les déformations engendrées par l’action sismique. Cet objectif peut être atteint avec succès par des projets d’ossatures de divers types et de divers degrés de capacité de dissipation d’énergie par déformations plastiques - Figure 2- en particulier: - des ossatures où les déformations sont essentiellement élastiques - des ossatures qui forment une seule zone plastique significative, généralement en base. Exemple : structure à noyau en béton armé - des ossatures où sont formées de nombreuses zones dissipatives.

Figure 2. Comportement d’ossatures de même période T soumises à poussée progressive jusqu’au déplacement de projet SDe(T): a) projet à réponse purement élastique DCL,b) projet modérément dissipatf DCM et c) projet très dissipatif DCH.

Ces 3 niveaux possibles de dissipativité des projets sont distingués dans l’Eurocode 8 par : - des Classes de Ductilité de 3 niveaux, distinguées par les symboles DCL, DCM et DCH et par les valeurs du coefficient de comportement q associé à ces classes (voir Tableaux 1). - des exigences de dimensionnement associées au niveau visé de ductilité locale et globale. On discute en §3.1 l’intérêt des options de projet DCL, DCM ou DCH.

2. PRINCIPES DE CONCEPTION PARASISMIQUE DES BATIMENTS 2.1 Principe 1 - Simplicité Le comportement d’une structure simple est plus facile. À comprendre et à calculer; le risque d’omettre un phénomène particulier, comme une interaction entre parties de raideur différentes ou un cumul d’effets différents entre ces parties est faible. La simplicité d’ensemble concourt à la simplicité des détails. 2.2 Principe 2 - Continuité Toute discontinuité dans le dessin d’une structure conduit à une concentration de contraintes et de déformations. Une structure discontinue est toujours mauvaise, car le mécanisme de ruine qu’elle fait intervenir est local. Le principe de continuité a un impact sur le dessin d’ensemble des structures, qui est explicité dans les principes 3 et 4. Le principe de continuité se traduit aussi dans les détails de structure et dans la surveillance de chantier. Dans les détails de la structure, il faut

- éviter les affaiblissements de section (âmes évidées) - réaliser des poutres et colonnes d’axes concourants; - éviter les changements brutaux de directions des éléments porteurs - éviter les changements brutaux de largeurs des éléments porteurs; d’où il découle que les largeurs des poutres et colonnes concourantes doivent être peu différentes - soigner la conception des assemblages des éléments préfabriqués

- positionner les joints de montage (acier, système industrialisés en béton) ou les reprises (béton armé) en dehors des zones fortement contraintes. Surveillance du chantier.

Il s’agit d’un aspect particulièrement important pour garantir la qualité réelle du travail effectué, en particulier: - le positionnement des éléments préfabriqués en béton - le bétonnage de leurs joints d’assemblage - la mise en place correcte des armatures, l’exécution soignée des reprises, en béton armé - la qualité des matériaux mis en œuvre. Critères de régularité: méthode des forces de remplacement

En plan:

En élévation:

Comportement et dimensionnement à la torsion

2.3 Principe 3 - Régularité en plan Le mouvement sismique horizontal est un phénomène bidirectionnel. La structure du bâtiment doit être capable de résister à des actions horizontales suivant toutes les directions et les éléments structuraux doivent des caractéristiques de résistance et de rigidité similaires dans les deux directions principales, ce qui se traduit par le choix de formes symétriques. La forme idéale n’est pas seulement symétrique suivant deux axes, mais se rapproche de l’axi-symétrie (Figures 4 et 5), car des dégâts importants ont souvent été observés à la jonction des pans dans des structures composées de plusieurs pans perpendiculaires.

Figure 4. Formes favorables : plans simples à 2 axes de symétrie (AFPS, 2002)

Figure 5 : Effets néfastes de l’asymétrie.

a

b

c

Figure 6 : Oscillations différentielles dommages dans les angles rentrants

Ce qui est vrai pour la flexion d’ensemble l’est aussi pour la torsion : les éléments reprenant la torsion doivent être distribués assez symétriquement. Le non respect de ce principe peut conduire à une déformation permanente gauchie de la structure ( Figure 7).

Figure 7. Influence de la forme du bâtiment sur les effets dus à la torsion : concentration de contraintes dans les angles rentrants (en haut) ; rotation permanente (en bas).

2.4 Principe 4 - Régularité en élévation Dans la vue en élévation, les principes de simplicité et de continuité se traduisent par un aspect régulier de la structure primaire, sans variation brutale de raideur. De telles variations entraînent des sollicitations locales élevées.

Figure 8. Régularité en élévation.

Les problèmes rencontres dans les irrégularités en élévations sont les distributions de la masse, la rigidité et la résistance ainsi que les oscillations différentielles (Figure 8). La structure devrait avoir une distribution uniforme et continue de la masse, de rigidité, de la résistance et de ductilité.

a-

b-

Figure 8 : oscillations différentielles dommages dans les angles rentrants dans le plan vertical

Le principe de distribution continue et uniforme des éléments résistants de la structure primaire demande d’assurer une continuité des colonnes et des murs structurels, sous peine de créer la situation d’ «étage mou» schématisée à la Figure 9.

Figure 9. A gauche : régularité en élévation. A droite: niveau rez flexible ou “mou “(anglais : soft).

Les niveaux transparents sont très courants dans les bâtiments parce qu’on laisse le rez de chaussée ouvert en raison de l’usage: commerces, bureaux, réception dans les hôtels, parkings. Les niveaux transparents sont fortement déconseillés dans les zones sismiques car ils peuvent constituer des niveaux flexibles, dans lesquels se concentrent toutes les déformations de la structure (Figure 10).

Figure 10. Bâtiments avec niveaux transparents. Lorsque les niveaux transparents sont plus flexibles que les autres niveaux, les poteaux de ces niveaux subissent de grandes déformations qui peuvent provoquer la ruine du bâtiment, (AFPS, 2002)

Le résultat de cette disposition est souvent l’effondrement de 1’ «étage mou », qui entraîne l’effondrement total du bâtiment. Les structures en portique dans lesquelles sont disposés des murs de remplissage sont particulièrement sujettes aux ruines d’ «étage mou », car leur analyse au moment du projet est souvent effectuée en considérant que la structure est une ossature en portiques et que les parois de remplissage sont non structurelles et n’interviennent que par leur masse. La réalité peut être très différente et 2 situations néfastes sont possibles Les contre mesures à ces situations d’ «étage mou» associées à des remplissages sont les suivantes (Figure 11):

Figure 11 : solutions proposés pour éviter des niveaux transparents (mou où souple)

1. L’étude de la structure considère celle-ci comme un mur en maçonnerie et l’évaluation des périodes est faite sur ce modèle (périodes T plus petites, résultante de cisaillement plus grande) ; le coefficient de comportement q est celui, plus petit, des maçonneries. 2. L’étude de la structure considère celle-ci comme un portique. On prend la précaution de ne pas monter les remplissages en contact raide avec les portiques, en interposant sur les côtés

verticaux et supérieurs des remplissages un joint flexible (voir Figure 10 : séparation entre allèges et poteaux). 3. L’étude de la structure considère celle-ci comme un portique. Les remplissages sont faits de maçonneries offrant nettement moins de résistance et/ou de raideur que l’ossature en portique. 4. On interdit la construction en zone sismique de bâtiments dont la structure «primaire» de contreventement est faites de portiques, en particulier en béton armé, et on impose des structures à voiles porteurs ou en charpentes acier, plus sûres.

2.5 Principe 5 - Raideur et résistance à la torsion La distribution des contraintes dans un solide soumis à torsion est telle qu’il faut que les éléments susceptibles de donner la raideur/résistance torsionnelle à la structure soient portés le plus possible vers la périphérie du bâtiment pour atteindre leur effet maximal. Figures 11 et 12. Une résistance et une rigidité appropriées à la torsion sont nécessaires pour limiter les mouvements du bâtiment et les sollicitations des éléments structuraux dus à la torsion. La disposition constructive, classique en zone non sismique, où un seul noyau central (cage d’escalier et ascenseur) constitue le seul contreventement, offre peu de raideur torsionnelle et peut conduire à des sollicitations élevées des portiques périphériques.

Figure 11. Une grande distance entre les éléments parallèles favorise la résistance de la structure à la torsion grâce à un bras de levier important dans le plan horizontal.

Figure 12. Dispositions des contreventements pour la reprise de la torsion.

Figure 13. Une position décentrée des éléments de contreventement est à l’origine d’une sollicitation du bâtiment en torsion (en plus d’un bras de levier très faible) (AFPS, 2002).

2.6 Principe 6. Diaphragmes efficaces Les diaphragmes d’un bâtiment sont les structures horizontales qui reportent l’action horizontale, résultant de la mise en mouvement des masses des planchers et de leurs charges, vers les structures verticales de contreventement. Les diaphragmes doivent être peu déformables dans leur plan, de manière à assurer une distribution efficace de l’action horizontale entre les différentes structures verticales. Idéalement, ils assurent à chaque niveau où ils sont présents une absence de déplacement horizontal relatif entre les structures verticales. Dans ce cas, l’action horizontale résultante à un niveau se répartit sur les contreventements verticaux proportionnellement à la raideur relative de ces derniers. Les éléments verticaux les plus rigides supportent ainsi les charges les plus importantes. Lorsque la raideur d’un contreventement vertical diminue à cause de fissurations ou de sa ruine, les efforts qu’il ne peut plus reprendre sont automatiquement redistribués par le diaphragme horizontal sur les autres contreventements verticaux. Il est donc souhaitable que le nombre de contreventements

verticaux soit supérieur au minimum nécessaire à la stabilité de la structure. Le rôle de diaphragme est joué par la toiture et par les planchers, qui peuvent être constitués de différentes façons : plancher en béton armé, mixte, grillage de poutres contreventées, treillis spatial, portiques horizontaux. La rigidité des diaphragmes dépend: - de leur forme: les diaphragmes longs et étroits sont flexibles. Les diaphragmes présentant des angles rentrants peuvent subir des concentrations de contraintes entraînant des dommages. - des rigidités respectives du diaphragme et du contreventement vertical. Si la rigidité du contreventement vertical est importante (murs en maçonnerie ou voiles de béton), les portées modérées du diaphragme sont préférables afin de limiter leur flexibilité. - de leur matériau: les planchers en contreplaqué sur solives en bois se comportent comme des diaphragmes relativement rigides dans une structure en bois, mais sont flexibles dans une structure en maçonnerie. - de l’efficacité de la solidarisation de leurs éléments constituants (exemple : diaphragme en treillis de bois) - de l’importance des ouvertures (trémies) qui devrait être minimisée. La présence de trémies est à l’origine de concentrations de contraintes, les plus importantes dans les angles rentrants. Les ouvertures doivent être les plus petites possibles et leur contour renforcé (Figure 15).

Figure 15. Diaphragme avec trémie.

Les liaisons d’un diaphragme aux structures de contreventement verticales sont calculées pour permettre le transfert de l’action horizontale du niveau considéré. Des connecteurs adéquats, goujons, armature de cisaillement, sont utilisés à cette fin. De même, les dégâts importants et les victimes nombreuses du tremblement de terre en Arménie (1989) résultent principalement d’une faiblesse des diaphragmes dans des bâtiments en béton armé dont la structure était : 1. verticalement, des murs porteurs en panneaux de béton armé

2. horizontalement, des hourdis en béton armé sans liaison armée entre eux (couche de recouvrement armée coulée sur place), offrant donc peu de raideur dans un plan horizontal; de plus, des fixations positives (ancrages) aux poutres faisaient défaut. Figure 16.

Figure 16. Effet d’un séisme sur une construction en maçonnerie sans (à g.) et avec (à dr.)

Au niveau des fondations, il doit aussi exister une liaison empêchant l’écartement ou le rapprochement relatif des éléments verticaux de la structure. Une solution de type radier général est favorable dans ce sens. Si on utilise des semelles de fondation isolée, elles doivent être reliées entre elles par des poutres capables de transmettre en traction ou en compression une fraction de la réaction verticale d’appui (ordre de grandeur 10%).

2.7 Principe 7 — Des éléments structuraux verticaux surdimensionnés La ruine des éléments structuraux verticaux d’un bâtiment a un impact nécessairement catastrophique, car elle entraîne la chute d’un étage, qui entraîne à son tour souvent l’effondrement total de la structure. Il est donc fondamental pour la sécurité d’éviter à tout prix la ruine des éléments structuraux verticaux. Ceux-ci sont hélas potentiellement le siège de plusieurs modes de ruine sans guère de ductilité - flambement - écrasement (peu ductile en béton armé) - cisaillement alterné (fragile en béton armé, ductile en acier) De plus, si les éléments structuraux verticaux sont le siège de flexions M combinées à de la traction ou de la compression N, leur moment de flexion résistant: - peut perdre tout caractère de moment «plastique» ductile, en particulier en béton armé car la capacité de raccourcissement de ce matériau dans le domaine plastique est très faible et sa ruine en compression fragile. - peut être fortement réduit par rapport à une situation de pure flexion. Dans les poteaux également, la zone de nœud est soumise à fort cisaillement du fait des moments de flexion de signe opposé qui se développent dans les poutres. La ruine par cisaillement de la zone de nœud n’est en aucun cas ductile dans les constructions en béton armé. Par contre, le cisaillement plastique de la zone de nœud d’un poteau en acier est extrêmement ductile et acceptée dans des proportions limitées.

2.8 Principe 8. Créer les conditions d’un mécanisme plastique global Exemple 1 : le principe «poteaux forts — poutres faibles» pour la formation des rotules plastiques dans les poutres plutôt que dans les colonnes des ossatures en portique. Dans les bâtiments dont l’ossature primaire est faite de portiques qu’on souhaite faire travailler dans le domaine plastique sous séisme de projet (projets DCM ou DCH), il est fondamental pour la sécurité de développer les déformations plastiques dans les poutres et non dans les poteaux (Figure 17). Plusieurs raisons justifient cette option: - c’est une condition nécessaire pour former un mécanisme plastique d’ossature de type global impliquant la formation de nombreuses rotules plastiques ; au contraire, la formation de zones plastiques dans les colonnes peut se limiter au seul niveau des premières rotules formées - l’effet P -  est moins important dans ce cas. - des planchers et des poutres même fortes endommagées ne s’effondrent pas individuellement, ils restent suspendus par les armatures ou les parties restantes des assemblages, alors que les dégâts aux poteaux entraînent facilement un effondrement d’ensemble. - la ductilité est plus facilement réalisable dans des éléments purement fléchis (voir 2.7).

Figure 17. L’objectif de projet ‘poutres faibles — poteaux forts” b) Les rotules plastiques dans les poteaux entraînent des effets du second ordre plus importants.

L’implication pratique de ce principe est la réalisation de colonnes dont le moment plastique M1,Rd est supérieur à celui des poutres, ce qui correspond à des sections de poutres moins hautes que celles des colonnes, très inhabituelles en dehors des zones sismiques. Il convient donc d’éviter les poutres voiles continues sur colonnes légères.

2.9 Principe 9 - Choix rationnels relatifs aux masses Le choix de planchers légers plus performants peut ainsi entraîner une réduction des quantités et coûts d’ossature et de fondation, car les planchers représentent environ 80% de la masse

d’un bâtiment. Cette réduction de prix de l’ossature peut compenser le surcoût des planchers plus performants. Concernant les masses correspondant aux actions de service, il faut, lorsqu’on a le choix, éviter de les placer dans des zones de la structure où elles engendrent des sollicitations importantes de flexion ou de torsion. Ainsi, des zones massives telles que bibliothèques, archives, salle de radiographie, etc... devraient être placées au sous-sol ou au rez de chaussée plutôt qu’aux étages, afin de réduire le cisaillement et la flexion. Afin de réduire la torsion, ces mêmes locaux, s’ils sont placés en hauteur, devraient être situés au plus près du centre de torsion du bâtiment.

2.10 Principe 10. Largeur des contreventements Les forces horizontales équivalentes au séisme sont équilibrées en base de la structure par une résultante de cisaillement et un moment de flexion. Ce dernier entraîne - des tractions dans les poteaux ou voiles - des compressions dans les poteaux ou voiles On peut réduire les contraintes correspondant à ces sollicitations dans la structure en élargissant le contreventement (voile en béton armé, ossature triangulée): le bras de levier des efforts dans le plan vertical est augmenté, ce qui à action constante réduit les sollicitations (Figure 18). On notera toutefois que ce principe est à nuancer par la considération du spectre de réponse e accélération - pour une structure dont la période T correspond à la branche descendante du spectre, l’augmentation de raideur résultant de l’augmentation de largeur des contreventements entraîne une augmentation de la résultante de cisaillement horizontal, de sorte qu’il n’y a pas nécessairement réduction des sollicitations - pour une structure dont la période T correspond au palier du spectre (de «TB» à «Tc» dans l’Eurocode 8), la résultante de cisaillement horizontal est indépendante de la raideur et la réduction de sollicitation est à coup sûr effective.

Figure 18. Les structures de contreventement primaires à large base réduisent les sollicitations des barres du contreventement grâce à un bras de levier des efforts internes plus grand (AFPS, 2002).

2.11 Principe 11. Largeur des fondations Les forces horizontales équivalentes au séisme sont équilibrées en base de la structure par une résultante de cisaillement et un moment de flexion. Ce dernier entraîne - des tractions à la fondation - des compressions à la fondation - un risque de soulèvement en base du côté traction Comme pour les éléments de la structure de contreventement, on peut réduire les sollicitations à la fondation en réalisant un radier général raidi par des murs en béton armé plutôt que de multiples fondations sur semelles. Ce radier répartit les réactions sur la plus grande surface possible, ce qui réduit les contraintes appliquées au sol, en cas de fondation directe, ou les efforts dans les pieux — Figure 19. Ceci est vrai quel que soit le type de contreventement utilisé: ossature en portique, voiles ou triangulation. Cette option de réduction des contraintes à la fondation est intéressante, car: - elle facilite le respect de la condition « contrainte calculée S contrainte admise» - des fondations fractionnées (semelles indépendantes) offrent plus de risque d’un comportement hétérogène et tassement différentiel, car les capacités portantes du sol sont souvent variables, même sur la largeur d’un bâtiment; - il y a toujours des incertitudes sur le niveau exact des sollicitations appliquées à la fondation, pour plusieurs raisons.

Figure 19. Un radier général raidi par les murs de sous-sol base réduit les contraintes à la fondation.

Ces raisons sont: - l’incertitude générale sur le niveau de l’action sismique dans une région donnée (Note : plus on connaît la séismicité, plus 1 ‘action de calcul à considérer augmente...).

- l’incertitude sur la réponse exacte de l’ossature : période, cisaillement correspondant à l’entrée en plasticité de l’ossature, cisaillement correspondant à un niveau donné de déformation (voir courbe obtenue dans une analyse par déplacement progressif). - La possibilité d’un soulèvement à la fondation, côté traction. Figure. Cette dernière circonstance n’est pas en soi un problème, mais elle entraîne une distribution différente des contraintes au sol nécessaires pour équilibrer les forces appliquées par le séisme ; les contraintes de compression à la fondation augmentent plus rapidement que la résultante de cisaillement en base, car on passe d’une distribution de contraintes de compression impliquant toute la largeur de fondation à une distribution n’impliquant que portion restreinte la fondation.

2.12 Principe 12. Partition en sous structures Lorsque pour une raison quelconque (usage, esthétique), les principes de régularité en plan et de symétrie ne peuvent être respectés, on peut penser à effectuer une partition du bâtiment en plusieurs «blocs» ou sous structures; celles-ci sont séparées pour leur comportement structural, mais jointives pour leur utilisation. Figure 20. La difficulté de cette solution consiste en la réalisation de joints corrects entre les sous structures. Ces joints doivent être suffisamment larges pour éviter le martèlement entre sous structures lors d’un tremblement de terre, car ces sous structures n’oscillent pas nécessairement à la même fréquence et il faut cumuler leurs déplacements maxima possibles

pour définir l’intervalle minimum qui doit les séparer. Cette solution doit en outre être complétée par des passerelles souples entre les différentes unités ainsi réalisées. Cette solution peut être réalisée sans dédoublement des poteaux de la structure, si les déplacements aux joints sont faibles (zone peu sismique, bâtiments peu élevés). Sinon, le dédoublement s’impose. Figure 21.b). On notera que les mêmes considérations s’appliquent aux joints de dilatation des bâtiments.

a) Vues en plan

b) Vues en élévation Figure 20. Fractionnement des bâtiments par des joints sismiques ou partition en sous structures.

a) Joints de dilatation problématique pour de grands déplacements sismiques, tant en écartement qu’ en rapprochement, en particulier en partie haute des bâtiments élevés

b)Bon : poteaux doublés Ouverture > déplacements Figure 21. Détails de joints entre bâtiments ou entre blocs constituant un bâtiment.

2.13 Principe 13. Fixation des éléments non structurels La première cause de mort en cas de séisme de faible intensité est la chute d’éléments non structurels mal fixés ou peu résistants placés en hauteur: cheminées (mortiers dégradés), éléments décoratifs de façade, cloisons ou vitrages appliqués aux façades, parois intérieures de séparation simplement posées au sol (maçonneries intérieures des immeubles) et non tenues en leur point haut, bibliothèques, équipements techniques, etc... 8 Isolation parasismique

L’isolation parasismique qui est en général disposée entre les massifs de fondation et la superstructure permet de découpler l’infrastructure, qui se déplace avec le sol sans se déformer (déplacements horizontaux), de la superstructure, qui réagit à l’action du sol et se déforme sous l’effet des forces d’inertie. Dans ce cas ce sont les isolateurs, « infiniment » plus flexibles, qui se déforment et pas le bâtiment. Dans ce cas, la déformation se concentre sur les isolateurs qui sont conçus pour la supporter sans dommages. L’isolation est généralement associée à des dispositifs amortisseurs qui limitent l’amplitude des déplacements de la structure sur ses appuis (Figure 22). La conception des isolateurs doit impérativement être confiée à un bureau d'études spécialisé qui assiste le BET structure dans sa mission : la détermination de la réponse de la structure, la localisation, le nombre et le dimensionnement des appuis et des amortisseurs n’étant pas du tout une application de règles « traditionnelles » (Figure 23 et 24).

Figure 22. Déformation des isolateurs dont l’amplitude est limitée par l’amortisseur fixé entre le massif de soubassement qui se déplace avec le sol et une poutre de fixation à la superstructure (Document P. Sorel)

Avantages de l’isolation parasismique : Le niveau de protection pouvant être obtenu est très supérieur au niveau exigé par les règles parasismiques pour les ouvrages à risque normal. Les ouvrages restent normalement opérationnels, même après les séismes violents. Les dégâts aux éléments non structuraux et à l'équipement, qui représentent parfois un investissement considérable (dans le cas des hôpitaux par exemple), sont faibles ou nuls. Les appuis restent en principe intacts après un séisme et sont opérationnels vis-à-vis des nouvelles secousses (répliques du séisme principal par exemple).

Inconvénients de l’isolation parasismique : Tous les ouvrages traversant le plan des appuis (escaliers, tuyauterie,…) ou reliant le bâtiment avec ses abords immédiats (réseaux, marches extérieures,…) doivent être conçus de manière à tolérer sans dommages les déplacements relatifs de la superstructure et des fondations. Ces mesures sont impératives dans le cas des réseaux de gaz, de protection contre l'incendie et des réseaux contenant des fluides polluants. Les joints de séparation entre deux bâtiments ou parties de bâtiment sur isolateurs nécessitent des largeurs importantes en raison des déplacements de chaque bloc, pouvant atteindre des valeurs décimétriques. Les transformations ultérieures de la structure, des cloisons, des façades et d'autres éléments lourds ou rigides ne doivent pas modifier d'une manière significative le comportement dynamique initial du bâtiment pris en compte pour le dimensionnement des isolateurs, sous peine d’entraîner des coûts d’adaptation élevés.

Incidence sur le coût : L'isolation parasismique augmente sensiblement le coût des bâtiments mais elle offre une protection supérieure à la protection réglementaire. Toutefois, on peut sensiblement réduire ce surcoût en optimisant ses différents paramètres du projet. On doit rapprocher ce surcoût au coût de l’endommagement évité, rapporté à la probabilité de récurrence des séismes pouvant provoquer ces niveaux de pertes.

Figure 23. A gauche, isolateurs sur les massifs de fondation au lycée de Ducos (Martinique). Cliché pris avant la mise en œuvre de la superstruct ure (Documents P. Balandier et J. Sainsilly)

Figure 24. Un gros plan sur un isolateur de la société Gapec. A l’intérieur de l’enveloppe de caoutchouc se trouvent de fines plaques d’acier entre des couches de caoutchouc. L’ensemble, testé selon des méthodes très éprouvantes est très résistant aux déformations latérales. (Documents P. Balandier et J. Sainsilly)

3. OPTIONS DE CONCEPTION 3.1 Dissipativité (et comportement plastique) ou sur-résistance (et comportement élastique)?

Comme on l’a rappelé en 1.2, on peut projeter des structures très dissipatives (DCH, DCM) ou peu dissipatives (DCL). Les aspects positifs de la capacité de dissipation d’énergie des éléments structuraux par déformation dans le domaine plastique ont mené à l’idée que cette «dissipativité » est pratiquement un synonyme de «bonne conception », au point de retenir cette caractéristique comme un « principe» à respecter. La réalité est plus complexe. On en explicite des nuances ci-après. On rappelle qu ‘en première approche le déplacement maximum de structures de même période T est indépendant du caractère plus ou moins dissipatif de leur comportement sous séisme de projet: L’action de calcul réduite( divisée) par le facteur de comportement q donne des déplacements calculés de également réduits, mais les déplacements réels ds , des noeuds de la structure sont finalement évalué en multipliant de par qd : ds = qd . de , d’où l’indépendance par rapport à q- Figure 33. Seule la démonstration que qd < q pourrait changer cette conclusion.

Figure 33.Le déplacement d est indépendant de q.

Les structures peu dissipatives (DCL), qui correspondent au concept a) de la Figure présentent les particularités suivantes:

34,

- un faible coefficient de comportement (q = 1,5 dans l’Eurocode 8). - donc des forces sismiques de calcul et des sollicitations sismiques plus importantes qu’avec, Force - des vérifications classiques des éléments structuraux, similaires à celles du cas de charge gravitaire : les Eurocodes 2, 3, 4 et 5 sont seuls d’application, pas l’Eurocode 8.

Figure 34. Différence entre projet peu “dissipatif” — concept a) et projet dissipatif— concept b).

Structure peu dissipatives ou « sur-résistantes ». Les projets de structures peu dissipatives sont logiques pour 1. des structures où l’action du vent est égale ou supérieure à l’action sismique, telles que des halles de faible masse, car le vent doit de toutes façons être repris élastiquement. 2. des systèmes constructifs non dissipatifs qu’on ne désire pas changer, car le coût du changement de système est supérieur au coût de l’accroissement de matière nécessaire à la reprise de l’action sismique dans le domaine élastique. 3. des ossatures dont les dimensions ne sont pas fixées par les vérifications relatives au non effondrement sous séisme majeur (ELU), mais par d’autres conditions. Cette circonstance existe d’autant plus que la séismicité est faible. 4. les situations où l’environnement technique est défavorable au respect de toutes les conditions requises pour constituer des ossatures où les zones dissipatives devraient être nombreuses et fiables.

Structures dissipatives.

Les structures dissipatives DCM ou DCH, qui correspondent au concept b) de la Figure présentent les particularités suivantes:

34,

- des forces sismiques de calcul réduites par un facteur q élevé, jusqu’à 6 ou plus - des structures plus légères et une réduction des sollicitations à la fondation, si les vérifications du cas sismique déterminent les sections nécessaires - un travail d’étude plus important nécessaire pour effectuer les vérifications spécifiques de l’Eurocode 8 - des contrôles plus exigeants des matériaux, en particulier des zones dissipatives, nécessaires pour vérifier que les bornes supérieures de résistance des éléments dissipatifs, imposées par le concept du projet capacitif, sont respectées - un contrôle plus exigeant de l’exécution pour assurer la conformité aux plans et cahier des charge Opter pour un projet de structure très dissipative demande donc un environnement technique favorisant la qualité de l’étude et de l’exécution. Si toutes ces conditions nécessaires à la ductilité ne sont pas réunies, un projet de structure peu dissipative, dont la qualité est moins sensible au respect de multiples conditions techniques, est sans doute préférable pour la sécurité de la structure. Cette affirmation revient à dire qu ‘il serait peut être opportun d’associer à chaque type d’ossature un « Coefficient K FI de différentiation de la fiabilité ». Un tel coefficient traduirait la plus ou moins grande probabilité de trouver dans une ossature des défauts susceptibles d’entraîner son effondrement. Le recours possible à coefficient K F1 est mentionné dans l’Annexe B de l’Eurocode O. K FI serait un coefficient pénalisant ? J appliqué à l’action de calcul et d’autant plus grand que la structure est peu fiable. Des circonstances techniques très peu fiables correspondraient, par exemple, à K F1= 1/q. Dans cet ordre d’idée, plus la qualité réelle d’une typologie de structure est dépendante de 1 ‘intensité des contrôles, moins cette typologie est «fiable ». Ainsi, dans le domaine des constructions en béton armé, un contreventement réalisé par des murs en béton offre facilement une surabondance de section résistante pour une exécution peu complexe et peu sujette à défaut. Leur fiabilité élevée a été observée à de nombreuses reprises après séisme. Par contre, les ossatures en portique comportent une multitude de zones poutres - poteaux qui sont autant de zones critiques très sollicitées en flexion et cisaillement et donc très sensibles au defauts de tous ordres: dessins d’armature, exécution des armatures, résistance du béton. Dans le domaine des constructions en acier, les joints soudés bout à bout sont un tendon d’Achille. Ils sont considérés a priori comme sur - résistants par rapport aux sections adjacentes de métal de base, alors que leur section peut être égale à celle de ces sections adjacentes. La sur-résistance est acquise par les caractéristiques plus résistantes du métal du joint soudé, mais plusieurs facteurs peuvent contrarier cette espérance:

- les defauts de préparation du joint; ainsi, la non exécution d’un chanfrein transforme un joint bout à bout en joint d angle, de résistance forcément insuffisante; c est une lacune classique hélas trop réelle

- les defauts de soudage (type de métal de base ou d ‘apport, paramètres de soudage, conditions réelles de soudage, etc).

3.2 Structure très hyperstaticiue ou peu hyperstatigue? Un degré élevé d’hyperstaticité plus élevé permet en principe une plus large distribution de la dissipation d’énergie entre les zones dissipatives et une augmentation du potentiel total d’énergie dissipable. Comme l’énergie totale à dissiper est relativement indépendante du nombre de zones dissipatives, la demande de déformation plastique par zone dissipative est plus faible si les zones dissipatives sont plus nombreuses. En conséquence, des valeurs plus faibles des coefficients de comportement sont attribuées aux systèmes structuraux faiblement hyperstatiques (voir Tableaux de q aux chapîtres 9, 10 et 11). Cependant, une hyperstaticité élevée n’est pas à elle seule le gage de l’existence de nombreuses zones dissipatives. Il faut encore que soit appliqué au dimensionnement: - des critères de hiérarchie conduisant à la formation d’un mécanisme plastique global de la structure et empêchant, par exemple la formation d’un mécanisme d’étage, peu dissipatif et très catastrophique. - des règles de ductilité locale garantissant que les zones plastiques premières formées soit capables de se déformer sans rupture jusqu’à la formation du mécanisme plastique global prévu de la structure.

3.3 Structure flexible ou structure raide? Les sollicitations sismiques d’un bâtiment sont fonction des périodes T de la structure, comme l’exprime le spectre de réponse en accélération Sd (T) (voir 2.4). Si la structure peut être assimilée à un oscillateur simple de période T, la résultante horizontale de cisaillement est égale à (cfr. ) : F = m Sd(T) Si l’économie du projet est conditionnée par le coût de l’ossature parasismique, un projet, pour être économique, devrait chercher à définir des structures de période T telles que les ordonnées Sd(T) du spectre soient les plus faibles possibles. La liberté du choix n’est pas totale, car, en moyenne, la période T d’une structure de plus grande hauteur est plus élevée, comme l’indique la relation statistique de l’Eurocode 8 entre la hauteur H et la période fondamentale T1 d’un bâtiment (voir 2.14.2): T1 . H Cependant, on peut infléchir le projet de manière à réaliser une structure plus flexible et ainsi réduire ses sollicitations. Cette démarche n’est utile que si la période T correspond à la branche descendante du spectre de réponse en accélération, c’est à dire si la période T > T, T étant la période de «coin» ou fin du palier horizontal du spectre. Le spectre de 1 ‘Eurocode 8 présenté à la Figure 35 montre que plus les conditions de sol et site sont mauvaises, plus T est grand et moins la recherche d’une structure flexible a de chance d’être utile. On donne au Tableau suivant les hauteurs H de bâtiments correspondant à la période T caractérisant les types de sol de l’Eurocode 8, calculées en utilisant la relation I . H avec C=O,O75 (portiques

en béton armé) : dans un site donné, il n’est pas utile de chercher une structure flexible si la hauteur du bâtiment projeté est inférieure à la hauteur H donnée au Tableau ci dessous.

Figure 3 Influence du sol sur le spectre de réponse en accélération Se(T). De sol A (rocher affleurant) à sol D (sans cohésion).

3.4 Ossatures en acier ou en béton armé? On peut construire parasismique en béton armé ou en acier (voir les Chapitres 9 et 10). Cependant, les observations effectuées après tremblement de terre mettent en évidence de très nombreuses ruines totales de bâtiments en béton armé, alors que les dégâts aux bâtiments en acier sont inexistants ou limités à quelques zones de l’ossature, en particulier les assemblages. Plusieurs raisons justifient cette réalité. Les charpentes métalliques font l’objet d’un projet et d’un montage effectués presque nécessairement par des personnes qualifiées. Beaucoup de bâtiments en béton armé dans le monde sont exécutés pratiquement sans plan ou sur base de plans approximatifs établis par des personnes peu formées. Les charpentes métalliques font usage de produits manufacturés et les produits mis en oeuvre correspondent aux caractéristiques considérées dans le calcul de l’ossature. Le béton armé est, dans beaucoup de pays, un matériau de qualité moins maîtrisée ; le contrôle de qualité du matériau béton, le contrôle de la conformité des plans à la Norme parasismique, le contrôle de la position des armatures font souvent défaut ou sont imparfaits. Il existe de nombreux mécanismes dissipatifs locaux possibles en charpentes métalliques. Ce nombre est de 7 si on se réfère au Chapitre 9. Souvent plusieurs mécanismes contribuent à la dissipativité. Ainsi, quand on surdimensionne les assemblages par rapport aux éléments assemblés, on impose encore que dans l’assemblage, qui devrait alors pourtant rester élastique, la résistance des plats à la pression diamétrale (phénomène ductile)soit inférieure à la résistance au cisaillement des boulons (qui correspond à une ruine présumée non ductile), de sorte qu’à la fois on peut atteindre de la ductilité là où on le souhaite (dans la barre), mais aussi, si nécessaire, là où on ne l’a pas prévu (dans l’assemblage). De même, dans les ossatures en portique en acier, si les moments plastiques de poutres sont trop élevés (suite à une erreur sur la nuance d’acier, par exemple), il y a cisaillement plastique cyclique du panneau d’âme du poteau, mais ce phénomène est aussi très ductile (voir 9.2). En béton armé, il n’existe qu’un seul mécanisme dissipatif possible, la flexion plastique dans des éléments raisonnablement peu comprimés. N’importe quel événement adverse à la formation de ce mécanisme de flexion plastique conduit à une ruine locale fragile entraînant souvent la ruine totale de la structure. Ainsi, dans l’exemple d’une ossature en portique où les moments plastiques de poutres seraient trop élevés (suite à une hauteur de poutre trop élevée, par exemple), le cisaillement cyclique du béton armé entraîne une ruine rapide des noeuds de l’ossature et son effondrement complet. La combinaison des facteurs mentionnés explique les observations souvent négatives effectuées après tremblement de terre pour les bâtiments en béton armé, en particulier dans les ossatures en portique où le degré d’hyperstaticité élevé correspond facilement à une multiplication de zones néfastes plutôt que de zones dissipatives. Figure 36.

BATIMENT Master Genie Civil

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