Memoire.pfe

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2011-2012

Tuteur-entreprise : Roland KELLER Ingénieur ENSAIS 06 07 13 66 14 [email protected]

Spécialité : Génie civil Professeur tuteur : Claude SCHAEFFER

PROJET DE FIN D’ETUDES Présenté par: AMAR Cheikh Ibra, étudiant de 5o année

[INTEGRATION DE LA COMPETENCE BETON DANS L’ACTIVITE DU BUREAU D’ETUDES ICR] AMAR Cheikh Ibra

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Projet de fin d’études/spécialité Génie civil

Remerciement Je tiens, tout d’abord, à remercier, Monsieur Roland KELLER, mon maitre de stage d’avoir mis à ma disposition tous les moyens nécessaires pour mener à bien mon projet de fin d’études. Je tiens aussi à remercier, Monsieur Julien MULLER, technicien supérieur chez ICR (Ingénierie, Conception, Réalisation) pour son soutien aussi bien technique que professionnel, sans oublier mademoiselle Gwendoline, qui fait partie du personnel technique de l’ICR.

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Sommaire Remerciement ......................................................................................................................................... 2 Liste des figures : ..................................................................................................................................... 5 Liste des tableaux : .................................................................................................................................. 6 1.

Introduction..................................................................................................................................... 7

2.

Présentation du projet .................................................................................................................... 9 2.1.

Intervenants .......................................................................................................................... 11

3.

Présentation de l’entreprise.......................................................................................................... 12

4.

Préliminaire ................................................................................................................................... 12 4.1.

Mise en place de normes et ouvrages .................................................................................. 13

4.2.

Mise en place de la bibliothèque technique (informatique)................................................. 13

5.

Conception de la structure ............................................................................................................ 13 5.1.

Portique ................................................................................................................................. 14

5.2.

Etude comparative d’avant projet de solutions structurelles ............................................... 19

5.3.

Solution retenue .................................................................................................................... 19

6.

Enveloppe du bâtiment : Couverture, bardage et mur coupe feu ................................................ 20 6.1.

Couverture du hall industriel ................................................................................................ 20

6.2.

Bardage ................................................................................................................................. 21

6.3.

Mur coupe-feu....................................................................................................................... 22

7.

Stabilité de la structure ................................................................................................................. 26

8.

Hypothèse de charge: Actions appliquées a la structure .............................................................. 28 8.1.

Charge permanente .............................................................................................................. 28

8.2.

Charge d’exploitation ............................................................................................................ 29

8.3.

Charges de neige ................................................................................................................... 29

8.4.

Charge de vent ...................................................................................................................... 30

•

Vitesse de référence du vent (Vb).............................................................................................. 30

•

Rugosité du sol .......................................................................................................................... 31

•

Vitesse moyenne du vent (Vm(z)) .............................................................................................. 31

•

La hauteur de référence (Ze) ..................................................................................................... 31

•

Pression dynamique de pointe (qp (z)) ...................................................................................... 32

•

Action du vent sur la toiture-terrasse ....................................................................................... 32

8.5. 9.

Action sismique ..................................................................................................................... 32

Dimensionnement des éléments structuraux en bois.................................................................. 33 9.1.

Combinaison pour le dimensionnement de la charpente bois ............................................. 33

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Projet de fin d’études/spécialité Génie civil 9.2.

Dimensionnement des pannes et arbalétriers ...................................................................... 36

9.2.1.

Dimensionnement des pannes ...................................................................................... 37

•

Pré-dimensionnement des pannes ....................................................................................... 38

•

Vérification de la résistance de la section de la panne a l’ELU ............................................. 39

9.2.2.

Dimensionnement des arbalétriers ................................................................................... 46

9.2.2.1.

Poutre cantilever : ......................................................................................................... 47

9.2.2.2.

Poutre isostatique : ....................................................................................................... 48

10.

•

Vérification de la résistance à l’ELU : .................................................................................... 49

•

Vérification de la déformation : résistance a l’ELS : .............................................................. 54 Dimensionnement des éléments structuraux en BA................................................................. 56

10.1.

Poteau BA .......................................................................................................................... 56

•

Section du poteau : ................................................................................................................... 56

•

Ferraillage du poteau : .............................................................................................................. 56

10.2.

Fondations ......................................................................................................................... 59

10.2.1.

Contexte géotechnique ..................................................................................................... 59

10.2.2.

Charges au niveau de la base de la semelle ...................................................................... 60

10.2.3.

Semelles isolées................................................................................................................. 62

10.2.3.1.

Dimensionnement de la semelle ................................................................................... 62

10.2.3.2.

Ferraillage de la semelle ................................................................................................ 63

•

Principe des calculs d’une semelle soumise à Nu, Mu .............................................................. 63

•

Détermination des aciers : méthode des moments .................................................................. 65

10.2.3.3. 10.2.4.

Vérification au poinçonnement..................................................................................... 66 Fondations à encuvements ............................................................................................... 68

•

Principe de calcul....................................................................................................................... 69

•

Vérification de la transmission du cisaillement......................................................................... 70

•

Principe de ferraillage : ............................................................................................................. 71

•

Détermination de la section d’acier dans le plot d’encuvement .............................................. 72

10.2.5.

Système de liaison entre les semelles ............................................................................... 72

•

Longrines ................................................................................................................................... 73

•

Tirant sismique .......................................................................................................................... 74

•

Mur de quai niveleur ................................................................................................................. 76

•

Dallage ....................................................................................................................................... 77

11.

Quantitatif gros-œuvre............................................................................................................. 77

12.

Remarques générales et Critiques ............................................................................................ 80

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Projet de fin d’études/spécialité Génie civil 13.

Conclusion ................................................................................................................................. 81

BIBLIOGRAPHIE : .................................................................................................................................... 83 ANNEXES :.............................................................................................................................................. 84 Annexe 1 : Note, plans d’implantation et sondages géotechniques................................................ 85 Annexe 2 : Note de calcul poteaux PO70 et plan de ferraillage....................................................... 86 Annexe 3 : Note de calcul semelles S1 et plan de ferraillage............................................................ 87 Annexe 4 : Plans de contreventement Hall3C et Hall4D ................................................................... 88 Annexe 5 : Plans de fondation........................................................................................................... 89 Annexe 6 : Choix quai niveleur ......................................................................................................... 90

Liste des figures : Figure 2.1: Localisation projet ............................................................................................................. 9 Figure 2.2: Plan d’ensemble .............................................................................................................. 10 Figure 5.1.1: Montant portique halls 3C et 4D.................................................................................. 15 Figure 5.1.2: Coupes principales potique hall3C et hall4D ............................................................... 16 Figure 5.1.3 : Resistance au feu du bois ............................................................................................ 17 Figure 5.1.4 : Mode opératoire pour la construction d’une poutre en bois lamelle-collée ............ 18 Figure 6.1.1 : Couverture hall industriel............................................................................................ 21 Figure 6.2.1 : Bardage double peau .................................................................................................. 21 Figure 6.3.1 : Elevation mur coupe-feu hall3C/hall4D ...................................................................... 24 Figure 6.3.2 : Elevation mur coupe-feu batiment existant/Hall3C.................................................... 25 Figure 7.1 : Principe de contreventement ........................................................................................ 27 Figure 7.2 : Contreventement facade hall4D-Perspective ................................................................ 28 Figure 9.2.1 : Portique principal hall3C ............................................................................................. 36 Figure 9.2.2 : Répartition contrainte sur la section transversale bois .............................................. 36 Figure 9.2.1.1 : Flèches de la poutre ................................................................................................. 39 Figure9.2.1.2 : Axes y et z de la section ............................................................................................ 41 Figure 9.2.1.3 : Contrainte de cisaillement dans une section ........................................................... 43 Figure 9.2.1.4 : Etaillage de la poutre au niveau de l’appui .............................................................. 44 Figure 9.2.1.5 : Entaille dans la zone comprimée ............................................................................. 45 Figure 9.2.2.2.1 : Poutre à simple décroissance ............................................................................... 48 Figure 9.2.2.2.2 : Zone de faitage d’une poutre à double décroissance........................................... 51 Figure 9.2.2.2.3 : Determination du coefficient km .......................................................................... 55 AMAR Cheikh Ibra

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Projet de fin d’études/spécialité Génie civil Figure 9.2.2.2.4 : Détermination du coefficient kt ............................................................................ 55 Figure 10.2.3.1.1 : Contrainte dans le sol-semelle ........................................................................... 62 Figure 10.2.3.2.1 : modèle de traction vis- à-vis des efforts de traction .......................................... 64 Figure 10.2.3.2.2 : Excentricité de la charge verticale sur la semelle ............................................... 65 Figure 10.2.3.2.3 : Excentricité de la charge verticale sur la semelle ............................................... 66 Figure 10.2.3.3.1 : poinconnement ................................................................................................... 66 Figure 10.2.3.3.2 : Section de contrôle-poinconnement .................................................................. 67 Figure 10.2.4.1 : Fondations à encuvement ...................................................................................... 69 Figure 10.2.4.2 : Dimensionnement des encuvements..................................................................... 70 Figure 10.2.5.1 : Mur de quai et porte .............................................................................................. 76

Liste des tableaux : Tableau 2.1.1: Liste des entreprises sous-traitentes......................................................................... 11 Tableau 9.1.1: Combinaisons des efforts .......................................................................................... 35 Tableau 9.2.1.1: Flèche maximale admissible................................................................................... 38 Tableau 10.2.3.3.1: Coefficient k’ pour le poinconnement............................................................... 68 Tableau 10.2.5.1 : Résistance au feu des structure en BA ................................................................ 74 Tableau 10.2.5.2 : valeurs caractéristiques-calcul déplacement du sol ........................................... 76 Tableau 11.1 : quantitatif gros-œuvre hall3C ................................................................................... 78 Tableau 11.2: Quantitatif gros-œuvre hall4D ................................................................................... 79

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1. Introduction Ce stage de fin d’études est moyen pour les élèves ingénieurs de mettre à profit leurs acquis théoriques, aussi bien technique que managériale,

durant leur formation à l’Institut

National Des Sciences Appliquées (INSA) de Strasbourg, C’est une véritable transition entre le milieu scolaire et celui professionnel où l’élève-ingénieur devra faire preuve d’autonomie, d’engagement. Il doit participer activement à la prise de décision pour la résolution d’un problème technique au sein de l’entreprise d’accueil, tout en restant en contact permanent avec un professeur tuteur de l’INSA. C’est aussi un moyen de découvrir, d’apprendre et de développer sa connaissance sur un sujet particulier dont le conseil des professeurs de l’INSA a étudié minutieusement, au préalable, avant de le valider. En effet, Le projet de fin d’études (PFE) est un travail personnel de l'élève, au cours duquel il doit faire preuve de méthode, de rigueur et d'organisation. Il doit, sur le plan scientifique et technique, être capable d'initiative, d'autonomie, d'inventivité, et fournir le meilleur de sa performance en s'investissant entièrement dans un sujet librement choisi. L’étudiant a la possibilité de solliciter l'enseignant de son choix, au sein de l'équipe pédagogique génie civil pour des conseils ou des éclaircissements. Mais il entretiendra obligatoirement des rapports privilégiés d'ordre administratif et pédagogique avec l'enseignant superviseur qui lui a été affecté. J’ai choisi le bureau d’études ICR (INGENIERIE, CONCEPTION, REALISATION) pour effectuer mon projet de fin d’études qui s’intitulait initialement « Intégration de la compétence béton dans le bureau d’études ICR ». En effet, ICR est un bureau d’études spécialisé dans les bâtiments à ossatures bois. Mais, actuellement, il a l’ambition d’élargir ses compétences dans le béton et l’acier. En ce sens, j’ai intégré l’ICR en tant que stagiaire pour contribuer à son projet d’élargissement, à travers un projet de construction d’un bâtiment industriel. Mon PFE se porte sur l’étude d’un hall industriel constitué d’une charpente en bois et d’éléments (poteaux, poutres…) en béton armé. Il s’agit dans un premier temps de chercher un référentiel béton : identifier la documentation adéquate pour mener à bien une étude en BA.

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Les axes principaux de ce projet sont la conception et le dimensionnement. Une attention particulière doit aussi être tenue pour le suivi du chantier de ce projet. Le travail de conception est fait à partir des plans architectes. On a défini une géométrie de portique, étudier la stabilité de la structure. On a fait un choix technologique pour l’enveloppe et la couverture du bardage. On a utilisé l’euro code et l’annexe national pour les hypothèses de charge des éléments structuraux ou non structuraux. Des calculs sismiques ont aussi été réalisés conformément à la norme EC8 et PS92. Nous détaillerons dans les lignes ci-dessous tous les éléments qui nous ont permis de mener à bien la réalisation de ce projet.

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2. Présentation du projet Le projet consiste en l’extension d’un bâtiment (Halls 3C et 4D) de 132 m par 55 à 60m à structure bois-béton de type rez de chaussée sans sous sol à usage de hall de stockage et atelier pour concessionnaires de motos. Le projet est localisé au rue Robert Schumann 68870 Bartenheim comme la montre la figure ci-après :

Rue Robert Schumann

Projet: Halls 3C et 4D

Figure 2.1 : Localisation projet

ICR (Ingénierie, Conception et Réalisation) est l’entreprise contractant générale de ce projet. La figure ci-dessous montre le plan d’ensemble :

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Cf. PLAN D’ENSEMBLE

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2.1.

Intervenants

Dans ce projet de construction du hall de stockage et de réception, pour le compte de : BIHR SAS Rue Robert Schumann 68870 BARTENHEIM; L’entreprise contractant générale de ce projet est : ICR SARL 13, allée Ettore Bugatti 68000 COLMAR Elle s’est chargée de l’étude, de la conception et du dimensionnement de la structure. Elle coordonne aussi les travaux d’exécution du hall. Le tableau ci-dessous mentionne quelques entreprises sous-traitantes pour les travaux d’exécution : No LOTS

01

VOIRIE RESEAUX DIVERS (VRD) TERRASSEMENTS

02

GROS OEUVRE

03

DALLAGE

05

COVERTURE BARDAGE

ENTREPRISES EST AMENAGEMENT 8, rue Vauban 67390 MARCKOLSHEIM COLAS EST 47A rue Ile des Pécheurs 67541 OSTWALD MADER ZI 7, rue de la Plaine 68500 GEBWILLER TWIN TEC ZA Activeum Rue Jacqueline Aurial 67120 ALTORF GALOPIN rue Jacques Mugnier 68200 MULHOUSE

Tableau2.1.1 : entreprises sous traitantes Entre autres intervenants, on peut noter :

L’Architecte, DI NISI 12, route de Rouffach 68000 Colmar Le géotechnicien, Geotec 7, rue Robert Schumann 68870 Bartenheim AMAR Cheikh Ibra

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Le bureau de contrôle, DEKRA 13c avenue Valparc 68440 HABSHEIM

3. Présentation de l’entreprise ICR (Ingénierie, Conception, Réalisation), contractant générale, est une société alsacienne, dans l’étude, la conception et le dimensionnement des

constructions en bois,

principalement. Elle est spécialisée dans la réalisation d’espaces professionnels (bureaux, locaux commerciaux…). Elle se compose d’un bureau d’études composée d’une équipe d’ingénieur et de techniciens. Elle est en étroite collaboration avec la société AGEKA de Colmar. Elle fournit aussi des services à AGEKA. En plus, AGEKA et ICR ont le même directeur. Elle dispose également d’outils informatiques (Cadwork, Effel, Accord…) pour l’étude et la réalisation de plans d’exécution de bâtiments, la maitrise d’œuvre et le suivi.

4. Préliminaire Dans la fiche de définition du PFE, l’entreprise ICR m’a proposé la possibilité de réaliser la mise en place de la référentielle étude béton. En effet, il s’agit de l’identification, l’acquisition de normes et ouvrages, la mise en place d’une bibliothèque technique, la mise en place d’outils de calculs spécifiques (calculs éléments BA courants, fondations…) par le biais du projet de construction du hall industriel de BIHR à Bartenheim. Donc, j’ai, avant même le début de mon stage réfléchi sur la mise en place de normes et ouvrages pour le béton pour aboutir à la réalisation d’une bibliothèque technique au sein de l’entreprise ICR.

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4.1.

Mise en place de normes et ouvrages

Pour la documentation, j’ai demandé des conseils aux professeurs de l’INSA. J’ai aussi, consulté le site de l’INSA de Strasbourg ; ce qui m’a permis d’envoyer à mon maitre de stage un certain nombre de références sur le béton. J’ai enrichi ces références durant toute la période du stage (cf. bibliographie).

4.2.

Mise en place de la bibliothèque technique (informatique)

Durant mon stage, j’ai pu trouver quelques programmes informatiques pour le dimensionnement de structure en béton armé (poteau, poutre…). Bien entendu, j’ai pris le soin de vérifier la conformité des programmes par rapport à l’euro code (Euro code 2). En plus, avec l’euro code 2, j’ai pu réaliser quelques programmes de calcul pour le dimensionnement de certains éléments de structures (semelles, poteaux….). Ces programmes sont accompagnés d’une génération de notes de calculs automatiques pour le bureau de contrôle.

5. Conception de la structure La structure consiste en l’extension d’un bâtiment (Halls 3C et 4D) de 132 m par 55 à 60m à structure bois-béton de type rez de chaussée sans sous sol à usage de hall de stockage et atelier pour concessionnaires de motos. Donc, la conception est faite en tenant compte : •

De l’aspect économique

•

De la faisabilité

•

De la stabilité d’ensemble.

Le dimensionnement des différents éléments structuraux est optimisé tout en préservant leur rôle de résistance mécanique et leur aspect esthétique (respect des conditions d’ELS). Certains éléments non structuraux doivent être choisis pour respecter un minimum de fonctions (Resistance au poinçonnement pour les bacs aciers, isolation…). En résumé, la structure reproduit la conception du hall existant, à savoir une structure boislamelle-collé. Elle repose sur des poteaux encastrés dans les semelles. Le Hall 3C venant

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contre le bâtiment existant avec un mur coupe-feu 2H. En raison des fondations existantes, il a été retenu de réaliser ce mur coupe-feu maintenu latéralement par des poteaux pendulaires bois SF120. Les charges verticales sont reprises par une poutre longrine filante 30x50 répartissant les charges sur des semelles qui sont réalisées hors de l’emprise des semelles existantes ou en complément ou juxtaposées à ces dernières. Globalement le bâtiment reçoit un contreventement de toiture sur quatre trames, permettant le cas échéant, un assemblage au sol pour levage par « carrés ». Le contreventement est complété par des palées verticales, participant à la répartition des efforts, une homogénéisation des déformations et surtout une régularité du comportement sismique. Donc, nous avons, pour le hall3C: •

Le mur coupe-feu pendulaire avec ses deux palées de stabilité, une principale en face intérieure et une seconde constructive, en face extérieure pour assurer la stabilité au montage, puis conserver une stabilité du mur en cas d’un incendie coté hall neuf

•

Les poteaux intérieurs 50x70 sont encastrés dans les deux directions

•

Les poteaux 50x50 (axe 20 cf. plan d’ensemble) sont encastrés dans les deux directions et complétés par deux palées en croix.

•

Les poteaux 40x40 du mur coupe-feu entre le hall3C et hall4D sont encastrés, appuyés et maintenus en tête par un contreventement.

Le schéma étant identique pour le hall4D, on conserve l’homogénéité de la conception (60x60 pour les poteaux intérieurs et 50x50

pour les poteaux de rive) plus le

contreventement et les palées. Il ne sera pas réalisé de tirants sismiques car la structure de type pendule inversé n’est pas sensible aux déformations différentielles du sol. Selon les calculs (EC8 et PS92), ces déformations en élongation /compression sont au maximum de 4 cm (cf. paragraphe tirant sismique) sur la dimension du bâtiment.

5.1.

Portique

Afin de disposer d’un maximum d’espace, nous avons choisi un portique principal à trois travées, de sections différentes. La distance entre deux poteaux est d’environ 1 7 mètres. Le montant des portiques est constitué de poteaux en béton armé sauf coté hall existant pour le hall3C. Les traverses AMAR Cheikh Ibra

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Projet de fin d’études/spécialité Génie civil (arbalétriers) sont constituées de poutre en bois lamellé-collé. Elles sont constituées d’une poutre cantilever et de deux poutres isostatiques à double décroissance. La poutre cantilever, de section constante, permet de réduire la section des arbalétriers. Ci-dessous deux schémas montrent le coupe des portiques :

+ 300

+ 10009

11559

12152

+ 10602

12152

+ 10602

+ 10009

+ 300

± 0 -400

-400

-600

-1800

-1800

-1800

+ 10842

+ 10602

+ 10009

12002

12242

11513

+ 10213

11209

-850

+ 300

+ 150 -350 -2050

-250

-250

-250

-1650

-1650

-1450

Figure 5.1.1: Montant portique halls 3C et 4D

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Cf. COUPES PRINCIPALES

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Pourquoi le choix de poutres en bois en lamellé-collé ? Bois lamellé-collé : Constituée de lamelles de bois de faible section individuelle aboutées longitudinalement par entures (entailles multiples) et collées à plat les unes sur les autres, la pièce lamellé-collé peut revêtir n’importe quelle forme et atteindre des dimensions respectables. Grâce à l’élimination des défauts naturels à l’échelle des lamelles élémentaires (épurage), le bois lamellé-collé affiche des performances mécaniques nettement supérieures à celles du bois massif. En plus, le bois lamellé-collé a une bonne résistance au feu. En effet, la faible conductivité thermique du bois, et la protection supplémentaire contre la chaleur apportée par la couche périphérique de charbon de bois, très isolant, qui se forme et se développe pendant tout le processus de combustion Exemple : poutre lamellé-collé de 16 cm de large et de 40 cm de haut. Etat de la section transversale :

Figure 5.1.3: Resistance au feu du bois

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Couche périphérique de charbon de bois

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Mode opératoire pour la réalisation d’une poutre en bois lamellé-collé :

Figure 5.1.4 : mode opératoire pour la construction d’une poutre en bois lamellé-collé

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La couverture repose sur les pannes qui transmettent leur charge aux arbalétriers. Le portique principal du hall industriel est constitué de trois travées.

5.2.

Etude comparative d’avant projet de solutions structurelles

Dans le but d’une optimisation des éléments structuraux, on a étudié une variante sur la disposition des arbalétriers du portique sur les poteaux: poutre isostatique ; poutre continue. •

Poutre isostatique

Une solution consiste à disposer trois poutres isostatiques sur les poteaux. Une solution qui, techniquement marche, mais peut entrainer des hauteurs de poutre importants vu l’importance des portées. •

Poutre continue

Le choix d’une poutre continue est une bonne solution car les travées travaillent ensemble et permettent ainsi, de diminuer considérablement leur flèche qui est souvent dimensionnant vu la longueur des travées (portée minimum 17 m). Mais compte tenu des moyens de transport, cette solution est abandonnée. •

Poutre en console plus poutre isostatique

Cette solution est similaire à la solution poutre continue, sauf qu’ici une ou plusieurs poutres ont une partie en console. Dans le but d’optimiser les poutres en console, on calculera la portée en console afin de minimiser les moments au niveau de l’assemblage entre poutre en console et poutre isostatique tout en tenant compte du fait que les poutres sont en bois et qu’ils seront transportées sur le chantier.

5.3.

Solution retenue

La poutre continue permet de réduire considérablement sa section. Vu que les arbalétriers sont transportés sur le chantier, il est quasiment impossible de les transporter en longueur de 56 m environ. Donc, on opte pour la solution de poutre cantilever pour les poutres reposant sur les poteaux en béton du hall3C et isostatique pour celle reposant sur le poteau en bois du mur coupe-feu 2H coté hall existant. La poutre cantilever a une section constante AMAR Cheikh Ibra

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tandis que la poutre isostatique est à double décroissance. La poutre à double décroissance permet de limiter la déformation excessive de la poutre sur les longues portées. Pour le hall4D, on opte pour des poutres isostatiques à double décroissance, vu que les portées sont moins importantes.

6. Enveloppe du bâtiment : Couverture, bardage et mur coupe feu Elles ont pour fonction d’assurer l’étanchéité à l’air, à l’eau, l’isolation thermique et éventuellement l’éclairage zénithal.

6.1.

Couverture du hall industriel

La toiture est inaccessible. Sa couverture est composée : •

D’un bac en acier

Portant de pannes à pannes, d’entraxe 3 m environ, le bac sera fixé mécaniquement par vis auto taraudeuses sur le rail métal ancré sur le dessus de la panne. Le bac est calculé sur plusieurs appuis. Il sera d’aspect galvanisés en sous face pour le protéger de la corrosion. •

D’une isolation thermique

Elle est constituée de panneaux de laine de roche de forte densité, d’épaisseur courante 60 mm. Ils sont fixés mécaniquement sur le bac au moyen de vis auto foreuses. Les panneaux doivent être posés très jointifs en évitant particulièrement que la fibre ne soit mouillée avant la pose de l’étanchéité. •

D’une étanchéité

Elle permet d’éviter l’infiltration de l’eau dans le hall. Points singuliers : Il faut prêter une attention particulière à la conception des points singuliers : •

Relevés d’étanchéité : en sorties de toit, les relevés d’étanchéité sont réalisés par les costières galvanisées, les équerres de renfort, et étanchéité aluminium ;

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•

Renforts d’étanchéité : au faîtage et en noue, points particuliers des joints de dilatation ;

•

Sorties diverses (compris les lanterneaux) : renforts en périphérie des sorties.

Figure 6.1.1 : Couverture Hall industrielle

6.2.

Bardage

Pour l’enveloppe du bâtiment, on projette de faire le choix d’un bardage métallique, comme dans le cas du hall existant. Ils sont composés de tôles nervurées galvanisées, de type double peau. Le

bardage double peau est constitué de 2 parements disposés de part et d’autre d’un matériau isolant, la laine de verre d’épaisseur variable. La paroi intérieure est réalisée par des plateaux horizontaux fixés directement sur l’ossature béton et/ou bois (poteaux et potelets). L’entraxe des supports varie de 5 à 6,50 m. La paroi extérieure est composée de plateaux verticaux ou horizontaux fixés sur les nervures du plateau intérieur. Par contre, on utilise un bardage simple contre les parties où il y a le mur coupe-feu ou une maçonnerie (cf. plan d’ensemble). Le bardage métallique est d’un entretien facile, et offre une large gamme de coloris et de finitions, pour un bon rapport qualité/prix/fonctionnalité.

Figure 6.2.1 : Bardage double peau

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6.3.

Mur coupe-feu

Le projet consiste en l’extension d’un hall industriel. Il est en contact avec le hall existant par

Hall existant

l’une de ses cotés (cf. schéma ci-dessous) :

Mur coupe-feu 2h Hall 4 en projet

Mur coupe-feu 2h

Hall 3 en projet

Le mur coupe-feu est destiné à séparer les deux parties de la même construction de telle sorte que tout incendie se déclarant d’un côté du mur coupe-feu (MSCF) ne puisse se propager de l’autre côté : sa conception impose que même si l’une des parties s’effondre le mur doit néanmoins rester en place et jouer son rôle. Le mur est coupe-feu de 2 heures. Le dépassement du mur en toiture et latéralement est prévu pour éviter la propagation du feu hors bâtiment car les éléments de toiture et de bardage ne sont pas des parois coupe-feu. La solution constructive est de réaliser un mur auto stable indépendant de l’ossature en cas de ruine de l’une ou l’autre partie. Les murs coupe-feu reposent sur les longrines qui sont dimensionnées pour résister au feu pour une période de 2H. Le mur coupe-feu est de type siporex épaisseur 15cm. En effet, le siporex est un béton cellulaire traité à l'autoclave. Sa masse volumique est comprise entre 400 kg/m3 et 600 kg/m3. Le mur coupe-feu est composé principalement de béton et d’acier. Il est préparé comme suit : •

Broyage du sable au broyeur à boulets par voie humide.

•

Addition de la chaux, du ciment et de boues de recyclage.

•

Malaxage du mélange et incorporation de la poudre d'aluminium.

•

Coulage de la pâte dans les moules.

•

Mise en place des armatures dans les moules.

•

Levée de la pâte pendant environ ½ h et durcissement dans le moule pendant 2 à 3 heures environ

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Page 22


Les armatures du mur coupe-feu sont des aciers étirés à froid de diamètre 4 à 10 mm, de limite d'élasticité supérieure à 500 MPa. L'armature est composée, soit de deux treillis, soit d’un seul treillis plié en U, en fils d’acier, étirés à froid, de limite élastique garantie 500 Mpa. La liaison des barres longitudinales et des barres transversales est assurée par soudure par points. Avant leur mise en place, ces treillis sont traités à l’anticorrosion par trempage dans un bain latex-bitume dont l’épaisseur varie entre 45 μm et 80 μm ou dans un bain latex ciment d’épaisseur variant entre 60 μm et 100 μm La longueur des armatures est égale à celle de la dalle diminuée de 40 mm. Le mur coupe-feu est posé sur le chantier par longueur de 6 m. leur hauteur est de 25 cm et leur épaisseur de 15 cm. L'enrobage des armatures par le béton cellulaire est supérieur ou égal à 15 mm. Une membrane d’étanchéité est placée entre la longrine et le mur coupe-feu. Les deux figures ci-dessous montrent les murs coupe-feu :

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Page 23


Cf. MUR COUPE-FEU

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Page 24


Cf. MUR COUPE-FEU

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Page 25


7. Stabilité de la structure La structure doit être stabilisée vis-à-vis des efforts du vent et du séisme. En effet, la stabilité de la structure est obtenue en encastrant

les colonnes de la construction dans les

fondations, en combinaison avec des contreventements. En effet, une colonne encastrée dans la fondation fonctionne en encorbellement lorsqu’elle est soumise à des charges horizontales. La transmission des efforts horizontaux des façades vers les poteaux se fait par des entretoisements diagonaux en bois lamellé-collé et le contreventement entre les poutres en travées de rive car l’effet diaphragme ne peut être obtenu pour les toitures légers. Des entretoises en bois massif sont placées entre les pannes pour éviter leur déversement.

La figure ci-dessous montre le principe de contreventement de la toiture des halls 3C et 4D :

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Page 26


Cf. PRINCIPE-CVT

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Page 27


Le principe de contreventement du hall4-D est identique au hall3-C. On joint en annexe 4 le plan d’ensemble du contreventement de la toiture et ceux du hall 3C et hall 4D. On a aussi réalisé des contreventements en croix Saint-André entre les poteaux béton de rive pour stabiliser la structure vis-à-vis des efforts sismiques et de vent. La perspective cidessous montre les contreventements en croix Saint-André pour le hall4-D.

Figure7.2 : contreventement façade hall4D

C’est le même principe pour le hall3C (cf. annexe).

8. Hypothèse de charge: Actions appliquées a la structure Les actions sont un ensemble de forces appliquées à la structure. Le poids propre d’une structure sera une action permanente nommée G. Les charges d’exploitation et les effets de la neige et du vent seront des actions variables nommées Q. Le feu, les chocs de véhicules, le risque d’explosions sont des exemples d’actions accidentelles nommées A. Enfin, le risque de tremblement de terre est pris en compte par les actions sismiques nommées AE.

8.1.

Charge permanente

Dans ce projet, on distingue les charges permanentes fixes qui correspondent seulement aux poids propres des éléments (poutres, pannes, couvertures..) et les charges permanentes libres qui correspondent aux charges dont la répartition dans l’espace peuvent changer au cours de la durée de vie de l’ouvrage par exemple le réseau Sprinkler. Elles sont définies cidessous :

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Page 28


•

Toiture (bac acier + isolation + étanchéité) :

•

Charpente (poutres + pannes + contreventement)

•

Réseau Sprinkler

•

Bardage métallique double peau

8.2.

25/30 daN/m2 20 daN/m2 10 daN/m2 15 daN/m2

Charge d’exploitation

La toiture du hall industriel est inaccessible sauf pour entretien. Elle est classée catégorie H selon l’Euro code 1. Il faut vérifier les éléments de toiture (arbalétrier, panne) sous les charges d’exploitation suivant : •

qk=0,8 kN/m2 : appliqué sur une surface maximale de 10 m2

•

Q=1,5 kN

Ces valeurs sont recommandées par l’annexe nationale française (ANF). Remarque : •

La vérification doit être effectuée soit avec la charge uniformément répartie, soit avec la charge concentrée.

•

Les charges d’exploitation sur toiture ne sont pas à cumuler avec les actions de la neige ou du vent car il n’y a pas d’entretien du toit en cas de neige ou de vent pour des raisons de sécurité pour le personnel d’entretien.

8.3.

Charges de neige

L’euro code 1991-1-3 permet de déterminer les charges variables de neige sur la toiture pour de nombreux types de bâtiments. Dans ce projet, en cas de situation de projet durable qui fait référence à l’utilisation normale du bâtiment industriel, la charge de neige sur la toiture-terrasse est donnée par la formule ci-dessous :

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=

∗

∗

∗ Page 29


•

µi : Coefficient de forme appliqué à la charge de neige. Il dépend du type de toiture, de la pente du versant et de la redistribution de la neige par le vent ;

•

Ce : Coefficient d’exposition ;

•

Ct : coefficient d’exposition

•

Sk : est la valeur caractéristique de la charge de neige sur le sol. Elle dépend de la région et de l’altitude du bâtiment (région C1 et altitude 200 m donc sk=0,65 kn/m2)

En situation accidentelle, la charge de neige devient :

•

=

∗

∗

∗

SAd est la valeur accidentelle de la charge de neige sur le sol.

Le projet est localisé dans une zone de neige (région C1) où aucune charge de neige accidentelle ne sera à considérer. Définition situations de projet : Ensembles de conditions physiques représentant les conditions réelles qui se produisent au cours d'une certaine durée pour laquelle il sera démontré par le calcul que les états-limites concernés ne sont pas dépassés

8.4.

Charge de vent

Pour déterminer les charges dues au vent, il faut au préalable la vitesse de référence, la rugosité du sol, la vitesse moyenne, la hauteur de référence du bâtiment et enfin la pression dynamique.

Vitesse de référence du vent (Vb) Elle dépend de la zone où le projet est localisé. Le projet se trouve à BARTENHEIM en Alsace (Mulhouse) donc zone2. La vitesse de référence est donnée par : =

∗

∗

•

Cdir : coefficient de direction égale à 1.

•

Csaison : dépend de la saison. Il est pris égal à 1.

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,

Page 30


Donc :

=

,

= 24 /

Rugosité du sol Après visualisation du site abritant le projet, à l’aide de Google-map, on en déduit une rugosité IIIb. De cette rugosité, on détermine les altitudes suivantes : •

Z0=0,5 m

•

Zmin=9 m

Ces altitudes permettent de déterminer certains coefficients pour le calcul de la vitesse moyenne du vent.

Vitesse moyenne du vent (Vm(z)) Elle est donnée par la formule ci-dessous :

=

∗

∗

•

Cr(z) : coefficient de rugosité

•

C0(z) : coefficient orographique. On suppose que le site est plat donc il est égal à 1.

La hauteur de référence (Ze) C’est la hauteur où la pression dynamique est calculée. Dans notre projet, on a :

h b

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ℎ < ! "#$ % = ℎ

Page 31


Pression dynamique de pointe (qp (z)) Elle est calculée à la hauteur de référence du bâtiment. Elle est donnée par la formule cidessous KL

= M1 + 7 ∗ &'

1 O∗ ∗P∗ 2

8

•

ρ est la masse volumique de l’air. Elle est égale à 1,225kg/m3

•

Iv(z) Intensité de turbulence &'

=

()

∗ ln

,-. () = 1: #.1 ". 234!35.$ .

Action du vent sur la toiture-terrasse Les angles des versants de la toiture du hall industriel étant compris entre -5o et 5o, on considère qu’on a une toiture terrasse. La toiture sera divisée en zone pour les coefficients de répartition conformément à l’euro code 1 partie 1.4.

8.5.

Action sismique

Le projet est situé en zone 4 qui correspond à une zone moyenne. L’étude géotechnique donne une classe de sol B. L’accélération maximale de référence est ;

Sol de classe B, donc :

,6 = 1,6 /

8

:; = 0,05 : = 0,25 B 9 > :? = 2,50 = 1,35 A,4, .24. ". #5

Période fondamentale de la structure T1 : :C = 0,05 ∗ D E/F = 0,34 ; D = 12,27 . 2 5, ℎ,32.34 "3 !,2I .$2. cf. EC8-art4.3.3.2.2

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Page 32


La période T1 est comprise entre TC et TD ( TC < T1 < TD) donc le spectre de calcul (Sd[T]) 2,5 :> ∗ : =R K :1B ≥ T ∗ ,6 ,6 ∗ ∗

donne :

•

,6 = Q ∗ ,6 = 1 ∗ 1,6 = 1,6 / 8 : est l’accélération de calcul. γ est le coefficient

d’importance dépendant de la catégorie d’importance. Pour les bâtiments a usage commercial, la catégorie d’importance est 2.

•

q =2: coefficient de comportement. Il dépend de la capacité dissipative de la structure. Le bâtiment étant classé comme une structure à pendule inversé donc q=2.

L’effort tranchant (Fb) à la base du bâtiment est donné par la formule ci-dessous : U =

•

m : est la masse excitée

•

λ=1 car bâtiment à un seul étage.

: ∗

∗V

Les charges sismiques ont aussi été déterminées à l’aide du logiciel Accord conformément aux normes EC8.

9. Dimensionnement des éléments structuraux en bois Après avoir déterminé les charges qui s’appliquent sur la structure, il s’agit maintenant de déterminer la ou les combinaisons les plus défavorables pour le dimensionnement des éléments structuraux de la charpente afin d’effectuer la descente de charge sur les poteaux et les fondations pour leur dimensionnement.

9.1.

Combinaison pour le dimensionnement de la charpente bois

La combinaison la plus défavorable se détermine en tenant du coefficient modificateur (kmod) du bois. La résistance d’un bois (à l’intérieur d’une même classe de résistance) est influencée par deux paramètres : •

la durée d’application des chargements ;

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Page 33


•

l’humidité moyenne du bois lorsqu’il est mis en œuvre.

En effet, un bois sec supportant une charge de courte durée sera plus résistant qu’un bois humide supportant une charge sur une longue période. Ces deux caractères permettent de définir le facteur kmod (modificatif). Le facteur kmod doit être déterminé en fonction de l’action variable de base en tenant compte de sa durée d’application. Si une combinaison de charge comprend des charges de structure et des charges d’exploitation, le facteur kmod sera sélectionné en fonction des charges d’exploitation. Les différentes combinaisons sont données dans le tableau ci-dessous :

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Page 34

Tableau récapitulatif des combinaisons de charge :

Vérification

Résistance de la structure (STR) à ELU

Equilibre

Déformation diff

Application num. (daN/m2)

Kmod (Classe 1)

gamma

Charge équ. (daN/m2)

54,00 132,00 161,39

0,60 0,90 0,90

1,25 1,25 1,25

112,50 183,33 224,15

1,35G+1,5Wp+0,75S

141,98

1,10

1,25

161,34

Neige acc Neige acc Vent dep Vent dep

G+S G+S+0,2Wp G+1,5Wd 0,9G+1,5Wd

92,00 98,53 -48,16 -52,16

1,10 1,10 1,10 1,10

1,00 1,00 1,25 1,25

83,64 89,57 -54,73 -59,27

Neige

S

52,00

0,90

1,00

57,78

Neige

S+0,6Wp

71,59

0,90

1,00

79,55

Vent pres

Wp+0,5S

58,65

1,10

1,00

53,32

Vent dep

Wd

-58,77

1,10

1,00

-53,43

Neige

G

40,00

0,60

1,00

66,67

Etat limite vérifié

C1 C2 C3

ELU (STR) ELU (STR) ELU (STR)

C4

ELU (STR)

Vent pres

C5 C6 C7 C8

C12

ELU (STR) ELU (STR) ELU (STR) ELU (EQU) ELS INST (Q) ELS INST (Q) ELS INST (Q) ELS INST (Q)

C13

ELS (DIF)

C9 Déformation instantanée

Action variable de base

Combinaison

C10 C11

Combinaison d'actions

Permanente 1,35G Neige 1,35G+1,5S Neige 1,35G+1,5S+0,9 Wp

Tableau 9.1.1 : Combinaisons

Remarque: * STR : vérification de la résistance et des déformations des différentes parties de la structure ; *EQU : vérification des risques de perte d’équilibre statique ; En résumé, on a : • •

A l’ELU, la combinaison la plus défavorable est C3. A l’ELS, la combinaison la plus défavorable est C10.

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Il faut aussi vérifier la structure par rapport a l’arrachement (combinaisons de charges négatives). Page 35


9.2.

Dimensionnement des pannes et arbalétriers

Une fois la combinaison la plus défavorable est déterminée, on peut procéder au dimensionnement des éléments structuraux en bois de la charpente. Le schéma ci-dessous montre une coupe principale du hall industriel 3-C :

+ 12600

+ 12900 2635

2900

2900

2900

2900

3090

3090

2900

3090

3130

3153

+ 12271

Arase Mur Coupe Feu + 13500 3070

3070

+ 11228

2900

2900

2900

2900

Arase Mur Coupe Feu + 12900 2900 2515

Arase Acrotère + 12600 100 + 11241

+ 10563

+ 10560

+ 10000

3073

600

+ 13500 Arase acrotère

360

16915

Mur Coupe Feu

12060

12060

+ 10002

700

23750

700

16315

500

60 DALLAGE BATIMENT EXISTANT + 150

500

150 DALLAGE FINI ± 0

+ 300

+ 300 -400

-400

-250 17265 120 300

24450 58880

-600 17165 150

Figure 9.2.1 : portique principal hall industriel 3C

Pour les poutres en bois, on utilise que des lamellé-collé en GL28C. En effet, le lamellé-collé est très résistant et permet d’atteindre des portées importantes. Pour le matériau en bois, on a fait le choix de poutre en GL28C. En effet, les poutres travaillant en flexion ont des contraintes importantes vers l’intrados et l’extrados et des contraintes faibles vers l’axe neutre.

Figure 9.2.2 : Répartition de la contrainte dans la section de bois

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Page 36


Dans le but d’optimiser au maximum les matériaux, il est plus judicieux d’avoir une section de bois résistante vers l’extrados et l’intrados et des sections moins résistantes vers l’axe neutre : c’est l’analogie d’une poutre en I. En résumé, on a : •

Poutre en I : plus de matière vers l’extrados et l’intrados et moins de matière vers l’axe neutre (section en I homogène) ;

•

Le panaché (GL28C) : Matière plus résistant vers l’extrados et l’intrados et matière moins résistant vers l’axe neutre.

9.2.1. Dimensionnement des pannes En général, on pré-dimensionne les poutres en bois à l’ELS et on vérifie la résistance de leur section à l’ELU. Les pannes sont assemblées aux arbalétriers à l’aide de sabot. Un jeu de 1 à 2 millimètres est laissé entre les arbalétriers et la panne pour permettre cette dernière de se comporter comme une poutre bi-articulée. Ainsi, on évite de transmettre aux arbalétriers des moments de torsion. Elles sont longues de 12 mètres environ et leur entraxe est environ 3 mètres. La portée des pannes est donnée dans le plan d’ensemble et l’entraxe dans les coupes A-A et BB. •

Modélisation pannes q

A

B L

0n a :

K

KWXY = M1,35 ∗ Z + 1,5 ∗ + 0,9 ∗ \L O ∗ .$24,].

^ = M + 0,6 ∗ \L O ∗ .$24,]. .2 ^: ℎ,4_. -,4I,!5.

Ka AMAR Cheikh Ibra

K

=K

= MZ + + 0,6 ∗ `L O ∗ .$24,]. +K

aa ,-.

K

aa

=(

a

∗G*entraxe Page 37


Pré-dimensionnement des pannes On pré-dimensionne à l’ELS. Cet état limite de service

vise à assurer le confort des

personnes (vibrations) et à limiter les déformations. L’état limite de service est dépassé lorsque les déformations maximales sont dépassées. Les halls industriels sont classés comme des bâtiments courants donc les flèches limites sont : bâtiment courant winst(Q)

wnet, fin

wfin

L/300

L/200

L/150

Tableau 9.2.1.1 : flèche maximale admissible

L’euro code 5 distingue la flèche instantanée (Winst), la flèche de fluage (Wcreep), la contreflèche (Wc), la flèche résultante finale (Wnet,fin) et la flèche finale (Wfin). La flèche instantanée (Winst) est provoquée par l’ensemble des charges au moment de leur application. La flèche de fluage (Wcreep) correspond à l’amplification de la flèche due aux charges de longue durée. Le calcul des charges est réalisé à partir des combinaisons d’actions quasipermanentes (ELSdiff). Un coefficient multiplicatif kdef permet de tenir compte du fluage du bois en service. La flèche finale (Wfin) est la somme de flèche instantanée (Winst) et la flèche de fluage (Wcreep) : à

=`

+ `b

L

La contre-flèche (Wc) peut être réalisée à l’atelier lors de la fabrication de la poutre, notamment les poutres en bois lamellé-collé. Elle permet d’augmenter sensiblement la valeur absolue de la déformation de la poutre tout en restant dans les limites réglementaires. La flèche résultante finale (Wnet, fin) est la flèche apparente totale mesurée sous la ligne des appuis. Elle est déterminée par la formule : `

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,a

= à − `b = `

+ `b

L

− `b

Page 38


lmno

La figure ci-dessous illustre les différentes flèches :

Figure 9.2.1.1 : flèches de la poutre

On a, dans le cadre du dimensionnement des pannes, les vérifications de la flèche cidessous à faire : ^ ∗ hF h ^ =5∗ ≤ 384 ∗ j& 300 Ka ∗ hF h B à = 5 ∗ ≤ f 384 ∗ j& 150 e h e d ` ,a = à − `b ≤ 200 g` e e

K

De ces inéquations, en fixant la largeur de poutre(b) : ! = 12 D’où la section des pannes est de :

b=12 cm et h=56 cm

Vérification de la résistance de la section de la panne a l’ELU Les résistances en flexion et en cisaillement doivent être vérifiées pour s’assurer que la section ne se ruine pas sous l’effet des charges. Avec la section déterminée ci-dessus, on n’atteindra pas les états limites de service. Maintenant, il s’agit de vérifier la résistance mécanique des sections.

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Page 39


* Sollicitations Elles sont calculées à l’état limite ultime (ELU). q

A

B L

Le moment maximum à l’ELU est de : sWXY

Les réactions d’appui sont :

KWXY ∗ h8 = 8

t = t; =

KWXY ∗ 5 2

Vérification de la résistance à la flexion La charge provoque de la flexion. Cette flexion provoque une contrainte de compression dans la partie supérieure de la poutre et une contrainte de traction dans la partie inferieure. Justification La flexion produit une contrainte dans la direction de l’axe de la poutre, c’est-à-dire normale à la section de la poutre. Cette contrainte est nulle sur la ligne moyenne (milieu de la poutre si la section est symétrique). Elle est maximale dans la zone supérieure et inférieure de la poutre. La contrainte de flexion est induite par la charge qui est calculée aux ELU, états limites ultimes. Elle doit rester inférieure à la contrainte de résistance déterminée. :,3] ". 24,-,I5 =

•

(b

u

,

∗1

,

≤1

pq,r : contrainte de flexion induite par la combinaison des ELU u

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,

=

sWXY &v,w /

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Projet de fin d’études/spécialité Génie civil IG,y : moment quadratique

x∗yz C8

pour une section rectangulaire sur chant

V : est la distance à la fibre neutre {|,} ~

=

x∗y• €

: module de flexion pour une section rectangulaire sur chant

Figure 9.2.1.2: axes y et z de la section

•

•q,r : Résistance de flexion

Elle est donnée par la formule ci-dessous : 1

,

=1

,

∗

( ∗( Qˆ

w

•q,‚ : Contrainte caractéristique de résistance en flexion

∗ (‰

‚qƒr : Coefficient modificatif en fonction de la charge de plus courte durée et de la classe de

service.

„… : Coefficient partiel qui tient compte de la dispersion du matériau.

‚†‡† : Coefficient d’effet système. L’effet système apparaît lorsque plusieurs éléments

porteurs de même nature et de même fonction (solives, fermes) sont sollicités par un même

type de chargement réparti uniformément. La résistance de l’ensemble est alors supérieure à la résistance d’un seul élément pris isolément. Il n’est généralement pas appliqué car l’entraxe entre les éléments est fréquemment supérieur à 1,2 m.

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Page 41


‚Š : Coefficient de hauteur. Le coefficient kh majore les résistances pour les hauteurs

inférieures à 150 mm pour le bois massif et 600 mm pour le bois lamellé-collé. Le risque de

défauts cachés dans la structure du bois est moins important pour les petites sections que pour les grandes sections. Pour le bois lamellé-collé, le coefficient de hauteur (kh) est donnée par : ‹

I ℎ ≥ 600

I ℎ < 600 •

, (‰ = 1

, (‰ = min(1,1; Ž

€

‰

•

,C

)

B Avec h : hauteur de la poutre en mm.

‚•‘’“ : Coefficient d’instabilité provenant du déversement

Une poutre soumise à un moment de flexion peut déverser (flambement latéral de la membrure comprimée). Le calcul du coefficient kcrit s’effectue à partir de la contrainte critique de flexion σm, crit et de l’élancement relatif de flexion λrel, m. . On a :

j

u , ”

0,78 ∗ j , = ℎ∗&

,b

”

a

∗ !8

: Module axial au 5o pourcentile (ou caractéristique)

b et h : épaisseur et hauteur de la poutre h

a

: Longueur efficace, Lef=L*kLef

L’élancement relatif de flexion (λrel, m) est donné par la formule ci-dessous :

u

1

V ,b ,

),

1 , =• u ,b

: Contrainte critique de flexion : Contrainte de flexion caractéristique

Valeur de k crit : g I V ), ≤ 0,75; (b = 1A, ". ".-.4 . .$2 e I 0,75 < V ), , ≤ 1,4; (b = 1,56 − 0,75 ∗ V ), 1 f I 1,40 < V = ), ; (b e V ), 8 d AMAR Cheikh Ibra

B

Page 42


Remarque : Le coefficient kcrit peut être pris égal à 1, si le déplacement latéral de la face comprimée est évité sur toute sa longueur et si la rotation est évitée au niveau des appuis (sabots ou entretoise sur appui). Le cisaillement La réaction sous appuis provoque un effort orientée à 90 o par rapport à la ligne moyenne de l’élément. Cette force est équilibrée par l’effort tranchant. Il représente la résultante des contraintes de cisaillement tangentes à la section c’est-a-dire sur l’axe z.. Justification La distribution des contraintes provoquées par l’effort tranchant n’est pas uniforme dans la section. Elle dépend de sa forme. La contrainte est maximum au milieu de la ligne moyenne.

Figure9.2.1.3 : contrainte de cisaillement maximum au milieu de la section de la poutre pour une section symétrique.

L’effort tranchant et donc la contrainte sont induits par la charge qui est calculée aux états limites ultimes. Elle doit rester inférieure à la contrainte de résistance déterminée. :,3] ". 24,-,I5 =

– ≤1 1',

Si la poutre est entaillée au niveau de l’effort (appuis par exemple), la résistance de la section sera diminuée par le coefficient d’entaillage (kv).Le taux de travail devient : AMAR Cheikh Ibra

Page 43

Projet de fin d’études/spécialité Génie civil :,3] ". 24,-,I5 =

•

– (' ∗ 1',

– : Contrainte de cisaillement induite par la combinaison d’action des ELU

Elle est donne par la formule ci-dessous : – =

(a ∗ U', !∗ℎ a

(a : Coefficient de forme de la section valant 3/2 pour une section rectangulaire Fv, d : Effort tranchant b : épaisseur de la pièce

Š—•

hef : hauteur réelle exposée au cisaillement

Figure 9.2.1.4 : Entaillage de la poutre au niveau de l’appui

•

1', : Resistance de cisaillement

Elle est donne par la formule ci-après :

1', = 1', ∗

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( Qˆ

Page 44


fv, k : Contrainte caractéristique de résistance kmod : coefficient modificatif en fonction de la charge de plus courte durée et de la classe de service.

γM : Coefficient partiel qui tient compte de la dispersion du matériau. •

kv : Coefficient d’entaillage

Ce coefficient traduit l’effet de concentration de contrainte provoqué par un usinage sur une zone sollicitée au cisaillement. Il doit être appliqué lorsque les deux conditions suivantes sont réunies : -

l’entaille de la poutre est dans la zone tendue (généralement la partie inférieure de la poutre) ;

-

la pente de l’entaille est supérieure à 10 %.

Ce coefficient vaut 1 si l’entaille est dans la zone comprimée (généralement la partie supérieure de la poutre) ou si la pente de l’entaille est inférieure à 10 %.

: Figure 9.2.1.5 : entaille dans la zone comprimée

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Page 45

Projet de fin d’études/spécialité Génie civil Valeur du coefficient d’entaillage (kv) :

(' =

š I$ ™ ™ ™

1 1,1 ∗ I C.” ( ∗ 1+ √ℎ ž Ÿ1 8 ˜√ℎ ∗ œ• ∗ 1 − • + 0,8 ∗ ℎ ∗ • − •

¢ ¡ ¡ ¡

kn=6,5 pour le bois lamellé-collé i=1/pente x : distance entre le début de l’entaille et le milieu de la surface d’appui α : rapport he/h

9.2.2. Dimensionnement des arbalétriers Les arbalétriers du hall3C sont constitués de poutre continue à trois travées.

` Rotule

Le choix de poutre continu (un cantilever et deux poutres isostatiques) au lieu de trois poutres isostatiques pour le dimensionnement des arbalétriers s’explique par le fait qu’une poutre cantilever implique moins de matériau qu’une poutre isostatique. La flèche maximale d’une poutre cantilever est inferieur à celle d’une poutre isostatique de même portée. Vu que, la flèche est souvent dimensionnant pour les poutres en bois de portée importante, la section des poutres peut être considérablement réduite en faisant travailler les travées ensemble. Par contre, du coté du mur coupe-feu entre le hall3C et celui existant, on a fait le choix d’une poutre isostatique. En effet, ce choix s’explique par rapport à la résistance au feu de la structure. En cas d’incendie coté mur coupe-feu entre le hall3C et celui existant, Cette travée isostatique peut s’effondrer sans engendrer l’instabilité des deux autres travées (poutre cantilever + poutre isostatique). Les dégâts ne seront que partiels.

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Page 46


Dimensionner l’arbalétrier revient à dimensionner la poutre en console et les poutres isostatiques.

9.2.2.1. Poutre cantilever : Pour la poutre en console, on a supposé que l’ELS ne sera pas dimensionnant, donc on a dimensionné la section à l’ELU. Ensuite, on vérifiera la déformation à l’ELS. Par conséquent, il faut, dans un premier temps, déterminer les sollicitations enveloppes avant de procéder au dimensionnement de la poutre. •

Cas de chargement :

Cas 1 : Force(F) générée par la réaction d’appui de la poutre isostatique

F : est la réaction d’appui de la poutre isostatique (poutre entre les deux rotules Cas 2 : Force (P) générée par les charges variables (neige, vent)

P : représente les charges variables (neige et vent) Cas 3 : Cas de chargement donnant le moment maximum à la travée entre les deux appuis

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Page 47


Synthèse : Ces différents cas de chargement donnent les sollicitations maximales (moment maximal, effort tranchant). •

Détermination de la section du cantilever :

On fera les mêmes vérifications en flexion et cisaillement que pour les pannes. Les étapes de calcul sont pareilles que précédemment. Après calcul, la section de la poutre en bois lamellé-collé est de : ! = 18

; ℎ = 120

9.2.2.2. Poutre isostatique : Pour des raisons pratiques, on a choisi une poutre isostatique à double décroissance. Elles permettent d’obtenir directement la pente des toits, d’augmenter l’espace intérieur, de réduire les hauteurs d’appui et surtout d’optimiser la section par rapport aux sollicitations. La vérification de ce type de poutres doit prendre en compte certaines particularités. Les fibres extrêmes sont de longueurs différentes et la distribution des contraintes n’est pas linéaire. Cela engendre une augmentation de la contrainte maximale. •

Système :

Une poutre à double décroissance est composée de deux zones à simple décroissance. Dans les zones de décroissance, la répartition des contraintes est modifiée. Cette modification est plus importante dans la zone tendue que dans la zone comprimée. Un coefficient km,α permet de prendre en compte cette modification.

Figure 9.2.2.2.1 : cette poutre a sa face B inclinée comprimée. Dans la zone « A », la contrainte est parallèle au fil, notée

σm,o,d ; dans la zone « B », la contrainte est inclinée par rapport au fil, notée σm,α ,d. AMAR Cheikh Ibra

Page 48


hap

Modèle :

hs

•

Justification Pour une poutre à double décroissance, on vérifie la flexion dans chaque partie en simple décroissance ainsi que la flexion, la traction perpendiculaire et le cisaillement dans la zone de faîtage. Vérification de la résistance à l’ELU :

Contrainte de flexion dans chaque zone à simple décroissance :

•

u

:,3] ". 24,-,I5 = ,£,

(

u

,£,

,£ ∗ 1

,

≤1

: Contrainte induite par la combinaison des états limites ultimesu

,£,

On a : u

,£,

=u

, ,

=

6 ∗ sWXY ! ∗ ℎ8

σm,0,d : contrainte induite située au niveau de la face parallèle aux fibres dans la section la plus sollicitée. σm,

α, d

: contrainte induite située au niveau de la face inclinée, d’un angle α, angle de

décroissance, dans la section la plus sollicitée. En effet, pour les poutres à double décroissance la section la plus sollicitée dépend de sa hauteur maximale et minimale. La formule

rp r¤

= ¥ donne l’abscisse x de la section plus sollicitée, σ étant la contrainte. Pour

la poutre à double décroissance uniformément chargé, l’abscisse (x) de la section la plus sollicitée : AMAR Cheikh Ibra

Page 49


¦ Š† ∗ § Š¨©,r—•‘ƒ’††¨ª•—

¤† =

Les contraintes sont calculées à l’abscisse xs. •

fm,d : Resistance de flexion

Elle est calculée par la formule ci-dessous : 1

•

,

=1

∗

,

( ∗( Qˆ

w

∗ (‰

km,α : Coefficient d’effet de la décroissance sur la contrainte induite et la résistance calculée en flexion

La face inclinée étant comprimée et que la contrainte maximale est située dans la zone où l’inertie est variable, alors km,α est égal à : (

,£

=

•1 +

1

1 , ∗ tan • 1,5 ∗ 1',

8

+

1 , ∗ tan • 1b,« ,

8

fm,0,d : résistance de flexion de calcul parallèle au fil. fv,d : résistance de cisaillement calculée parallèle au fil. fc,90,d : résistance de compression calculée perpendiculaire au fil. On a: 1b,«

,

= 1b,«

,

∗

( Qˆ

α : angle de la pente de la décroissance en degré.

Contrainte de flexion dans la zone de faitage La zone de faîtage s’étend de chaque côté de l’axe du faîtage de la moitié de la hauteur de faîtage pour la poutre à double décroissance ;

:,3] ". 24,-,I5 =

AMAR Cheikh Ibra

u , ( ∗1

,

≤1 Page 50


Figure 9.2.2.2.2 : volume de la zone de faîtage d’une poutre à double décroissance

•

σm,d : Contrainte de flexion au faitage induite par la combinaison d’actions des états limites ultimes

La contrainte induite est majorée par le coefficient kL. Il prend en compte la hauteur au faîtage, la pente de la décroissance de la poutre. u

,

= (X ∗

6 ∗ s®L.

! ∗ ℎ®L 8

Map,d : moment de flexion déterminé au faîtage. b et hap : hauteur au faîtage et épaisseur de la poutre en mm. kL: coefficient fonction de la forme de la poutre. (X = (C + (8 ∗ k1 = 1 + 1,4 tan α + 5,4 tan2 α AMAR Cheikh Ibra

ℎ®L 4

C

+ (E

ℎ®L 4

8

+ (F ∗

ℎ®L 4

E

Page 51


k2 = 0,35 – 8 tan α k3 = 0,6 + 8,3 tan α – 7,8 tan2 α k4 = 6 tan2 α r = rin + 0,5 hap rin : rayon intérieur. α : angle de la pente au faîtage en degré. •

fm,d : résistance à la flexion

cf. pannes •

kr : Coefficient de réduction de la résistance de flexion des lamelles lorsqu’elles sont centrées

Elle est donnée par la formule ci-dessous :

rin : rayon intérieur.

4 1 A#34 ≥ 240 2 B ( =9 4 4 0,76 + 0,001 ∗ A#34 < 240 2 2

t : épaisseur des lamelles. Contrainte de traction perpendiculaire au fil dans la zone de faitage La contrainte de traction perpendiculaire au fil induite est calculée à partir de la contrainte de flexion et d’un coefficient de forme kp. Par ailleurs, le taux de travail est modifié par le coefficient kdis qui traduit la dispersion des contraintes et par le coefficient kvol qui traduit l’influence du volume contraint sur la résistance en traction perpendiculaire au fil. Le taux de travail doit être inferieur à 1 : :,3] ". 24,-,I5 =

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(

u ,« , ∗ (' ) ∗ 1 ,«

,

Page 52


•

σt,90,d : Contrainte de traction perpendiculaire au fil dans la zone de faitage

Elle est donnée par la formule ci-dessous : u ,«

`

,

= (L ∗

6 ∗ s®L,

Map,d : moment de flexion déterminé au faîtage.

! ∗ ℎ®L 8

b et hap : hauteur au faîtage et épaisseur de la poutre en mm. kp : coefficient fonction de la forme de la poutre (L = (” + (€ ∗ k5 = 0,2 tan αap

ℎ®L 4

C

+ (¯

ℎ®L 4

8

k6 = 0,25 - 1,5 tan αap + 2,6 tan2 αap k7 = 2,1 tan αap – 4 tan2 αap r = rin + 0,5 hap rin : rayon intérieur. αap : angle de la pente au faîtage en degré •

ft,90,d : Contrainte de résistance en contrainte axiale

Elle est donnée ci-dessous : 1 ,«

,

= 1 ,«

,

∗

( Qˆ

ft, 90, k : contrainte caractéristique de résistance en traction perpendiculaire.

•

Kdis : Coefficient de dispersion des contraintes dans la zone de faitage

Pour une poutre a double décroissance, le coefficient de dispersion dans la zone de faitage (kdis) est égal a :

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(

= 1,4

Page 53


•

Kvol : Coefficient traduisant l’influence du volume contraint sur la résistance en traction perpendiculaire au fil

Elle est donnée par la formule ci-dessous : ('

)

=

,8

V0 : volume de référence = 0,01 m3. V : volume dans la zone de faîtage, avec V limité aux deux tiers du volume total de la poutre en m3 :

= ℎ®L 8 ∗ ! ∗ °1 −

ℎ®L ± A#34 5. A#324. , "#3!5. ". 4#I ,$ . 2∗h

hap : hauteur au faîtage de la poutre en m. b : épaisseur de la poutre en m. L : portée de la poutre en m. Vérification de la déformation : résistance a l’ELS :

La deuxième vérification concerne la déformation. L’état limite de service est atteint lorsque les déformations admises sont dépassées (cf. paragraphe pannes). Comme le chargement est uniformément réparti et symétrique, la flèche maximale est donnée par la formule ci-après : `

^ =( ∗

5 ∗ 12 ∗ K

384 ∗ j

,

®

^ ∗ hF

∗!∗ℎ

E+( ∗

6∗K 5∗8∗Z

^ ∗ h8 ® ∗!∗ℎ

L’élancement de cette poutre étant important, la flèche provoquée par l’effort tranchant n’est plus négligeable. Elle est donnée par la deuxième partie de la formule ci-dessus. W : flèche en mm. qinst(Q) : charge linéique avec la combinaison ELS (INST(Q)). L : distance entre appuis. E0,mean : module moyen axial Gmean : module de cisaillement b : épaisseur de la poutre en mm. hs : hauteur la plus faible (au niveau des appuis) AMAR Cheikh Ibra

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km : coefficient pour la flèche provoquée par le moment fléchissant défini avec la courbe 1 ciaprès :

Figure 9.2.2.2.3 : Courbe 1 : coefficient pour définir la flèche provoquée par le moment fléchissant

kt : coefficient pour la flèche provoquée par l’effort tranchant défini dans la courbe 2 ciaprès :

Figure 9.2.2.2.4 : Courbe 2 : coefficient pour définir la flèche provoquée par l’effort tranchant

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10.

Dimensionnement des éléments structuraux en BA

Dans ce projet, la charpente est constituée d’éléments en bois. Elle repose sur des poteaux en béton armé qui sont fondés sur des semelles isolées. Donc, ces éléments en béton armé doivent être correctement dimensionnés pour la transmission des charges jusqu’au bon sol.

10.1. Poteau BA Les arbalétriers transmettent leur charge aux poteaux qui la transmettent aux fondations. Donc, il est primordial de dimensionner adéquatement ces éléments structuraux pour qu’ils puissent résister aux différentes sollicitations. L’article 5.3 de l’EC2 définit les poteaux comme étant un élément structurel élancé, dont le grand côté de la section transversale ne dépasse pas 4 fois le petit côté de celle-ci. En plus, sa longueur est au moins égale à 3 fois le grand côté. Les poteaux sont dimensionnés en tenant des effets du second ordre.

Section du poteau : La section des poteaux est choisie après pré-dimensionnement de ces derniers et en tenant compte du ratio acier-béton afin d’avoir une section économique. En effet, si la section du poteau est petite, celle-ci peut nécessiter une quantité d’acier importante vis-à-vis des charges qu’elles équilibrent. L’acier étant plus cher que le béton, l’ouvrage peut couter cher. Donc, c’est, dans le but d’optimiser économiquement l’ouvrage, tout en respectant les conditions de résistance mécanique que l’on est arrivée après pré-dimensionnement aux dimensions ci-dessous : ²

, = ! = 50 A#34 5. A#2.,3] ". 4I-. B , = 50 .2 ! = 70 A#34 5. A#2.,3] I$2.4I.34

Ferraillage du poteau : Suivant les charges transmis à la semelle et le poids propre du poteau, on a déterminé la section d’armature. Il existe trois méthodes d’analyse qui permettent de prendre en compte les effets du second ordre : méthode générale, méthode basée sur la rigidité nominale et méthode basée sur la courbure nominale. En effet, Les éléments comprimés (poteaux) d’une AMAR Cheikh Ibra

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structure peuvent être sujet à un phénomène d’instabilité nommé flambement. En terme de phénoménologie, le flambement est rencontré sur des structures élancées (c’est le cas des poteaux dans ce projet) soumises à un effort de compression axial, pour lesquelles le déplacement transversal peut être important. D’un point de vue mécanique, ce phénomène est équivalent à une sollicitation composée de flexion et de compression entraînant une instabilité élastique (non linéaire) ce qui est rapidement destructif. Les méthodes d’analyse non linéaire peuvent être utilisées pour traiter de tels problèmes. L’étude relève généralement des états limites ultimes. Comme on doit tenir compte des effets du second ordre dans ce projet, seules les trois méthodes ci-dessous peuvent être utilisées : •

Une méthode générale basée sur une analyse non linéaire au second ordre qui prend en considération les non-linéarités géométriques (effets du 2nd ordre), le fluage du béton au travers du coefficient de fluage φef, ainsi que les lois de comportement exact du béton (loi de ‘Sargin’ cf. figure 3.2 de l’EC2.

•

Une méthode simplifiée basée sur une rigidité nominale qui consiste à déterminer la rigidité nominale du poteau en flexion avec prise en compte de la fissuration, des non linéarités du matériau et du fluage, d’en déduire une force critique de flambement, puis le moment total par l’intermédiaire d’un facteur d’amplification.

•

Une méthode simplifiée basée sur une courbure nominale, pour laquelle on estime une courbure maximale intermédiaire entre une courbure nulle et une courbure de référence, puis un moment nominal du 2nd ordre.

Cependant, l’annexe nationale française de l’EC2-Partie1 préconise d’utiliser, soit la méthode de la rigidité nominale ou celle de la courbure nominale. Dans ce projet, on utilisera la méthode de la rigidité nominale. La rigidité de la section du poteau est estimée par : j& = (b ∗ jb ∗ &b + ( ∗ j ∗ &

Où : AMAR Cheikh Ibra

Page 57


• E cd est la valeur de calcul du module d'élasticité du béton, voir 5.8.6(3) • I c est le moment d'inertie de la section droite de béton • E s est la valeur de calcul du module d'élasticité de l'acier, voir 5.8.6 (3) • I s est le moment d'inertie de la section d'armatures par rapport au centre de la section de béton • Kc est un coefficient tenant compte des effets de la fissuration, du fluage etc., voir 5.8.7.2 (2) ou (3) • Ks est un coefficient tenant compte de la contribution des armatures, voir 5.8.7.2 (2) ou (3). La rigidité de la section étant déterminée, maintenant il faut déterminer le moment tenant en compte les effets du second ordre. Majoration du moment Le moment de calcul total (incluant l’excentricité du second ordre) peut être calculée par : sW = s

W

∗ 1+

Où :

T ³; ³W − 1

• M 0Ed est le moment du premier ordre, voir également 5.8.8.2 (2) • β est un coefficient qui dépend de la distribution des moments du premier et du second ordre, voir 5.8.7.3 (2)-(3) • N Ed est l'effort normal agissant de calcul • N B est la charge de flambement basée sur la rigidité nominale. Le poteau est dimensionné comme une section en flexion composée soumise aux sollicitations (MEd, NEd). Dispositions constructives Les barres longitudinales doivent avoir un diamètre au moins égales à 12 mm. La section d’armature minimale se déduit de la condition ci-après : ´ AMAR Cheikh Ibra

,

=

0,15 ∗ ³W ≤ 0,03 ∗ ´b 1w Page 58


•

fyd : limite élastique de calcul de l’armature

•

Ac : aire de la section transversale de béton (poteau)

Les barres longitudinales sont reparties sur la périphérie de la section du poteau. Le diamètre des armatures transversales doit être au moins égal à 6 mm ou au quart du plus grand diamètre des armatures longitudinales. L’espacement des armatures transversales doit être égal au : 12 ∗ "I, .24. I$I ,5. ". !,44. 5#$_I23"I$,5 s = min ‹5, A53 1,I!5. ". ".3] "I .$ I#$ ". 5, . 2I#$ "3 A#2.,3B 300

Il convient aussi de réduire l’espacement des armatures transversales d’un facteur 0,6 au dessus et au dessous d’une poutre ou d’une dalle sur une hauteur égale à la dimension la plus grande de la section transversale du poteau. Remarque : Un programme de calcul Excel est réalisé pour automatiser le calcul des poteaux (voir annexe 2).

10.2. Fondations Le niveau du bon sol étant peu profond, on adopte les fondations superficielles. La profondeur de la fondation choisie est hors gel. Dans ce projet, on a opté pour les poteaux pendulaires en bois des semelles isolées et pour les poteaux principaux en béton des fondations à encuvement. La préfabrication des poteaux en béton et le choix des poteaux en bois permettent un gain de temps non négligeable dans la durée du chantier. Cette partie est consacrée à l’étude des fondations. On commencera à décrire le contexte géotechnique du site puis on procédera au dimensionnement (stabilités externe et interne) des semelles. Les plans de fondations sont joints en annexe 5.

10.2.1.

Contexte géotechnique

Une étude géotechnique a été réalisée par le bureau d’études, Geotec, sise à Mulhouse. En effet, la campagne d’essai mené par Geotec a consisté en l’exécution de :

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•

3 sondages pressiometriques (SP1 à SP3) réalisés en diamètre de 63 mm. Ces sondages ont atteint une profondeur de 5 mètres terrain actuel. Les essais pressiometriques ont été repartis sur un intervalle moyen de 1,5 mètre.

•

3 essais au pénétromètre (P11 à P13) dynamique poussés au refus. Ces essais ont permis de mesurer en continu la résistance mécanique de chaque couche traversée.

•

Deux autres essais PA et PB ont été réalisés sur un terrain voisin à titre informatif.

Les forages de reconnaissance géologique effectués ont permis d’identifier la lithologie suivante : •

0,0 à 0,2 m de la terre végétale ;

•

0,2 à 0,9 m du limon sableux, graveleux marron brun rougeâtre

•

0,9 à 5,0 m des galets, graviers et sables gris

Le rapport de sol préconise une fondation superficielle respectant les critères suivants : •

Ancrage de 0, 3 m des semelles dans la couche de sables, graviers et galets.

•

Profondeur minimal de 0,9 m par rapport au sol extérieur fini (profondeur hors gel).

•

Les contraintes limites de calcul ne peuvent dépasser : ²

•

KWXY ≤ 0,6 s¶, B KWX? ≤ 0,4s¶,

Tassement : compte tenu du caractère quasi-incompressible du sol d’assise, le tassement peut être négligé.

10.2.2.

Charges au niveau de la base de la semelle

Les charges en fond de fouille sont déduites des charges d’ensemble. Elles permettent de déterminer les contraintes appliquées au sol par le massif de fondation. Ces contraintes ne sont pas uniformes sur toute la surface du massif à cause du moment de renversement

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provoqué par le vent. La distribution des contraintes dépend alors de la position de la résultante verticale de compression de la structure c’est-à-dire l’excentrement. Dans ce projet, on a distingué trois types de combinaison pour le dimensionnement des fondations : •

Combinaisons d'actions pour situations de projet durables ou transitoires (combinaisons fondamentales)

Pour les états limites STR et GEO, il faut considérer la plus défavorable des deux actions cidessous : g · Qv,¸ ∗ Z e ¸¹C

,¸

f· ½¸ ∗ Qv,¸ ∗ Z e d ¸¹C

+ Qº,C ∗ » ,¸

,C

+ Qº,C ∗ »

∗^ ,C

,C

∗^

+ · Qº, ∗ » ,C

¼C

,

+ · Qº, ∗ » ¼C

∗^ ,

,

∗^

,

B

½¸ : est un coefficient de réduction pour les actions permanentes défavorables G.

» : Coefficient d’accompagnement. Il est défini dans l’euro code 0. •

Combinaisons d'actions pour les situations de projet sismiques

Il convient d’adopter la combinaison de charge ci-dessous : ·Z ¸¹C

,¸

+ ´W + · »8, ∗ ^ ¹C

,

AEd : est l’action sismique. AEd : action sismique-Combinaison de Newark L’action sismique n’a généralement pas de direction privilégiée. Les combinaisons de Newmark permettent de tenir compte de la simultanéité des composantes du mouvement sismique dans les trois directions de l’espace. Les maximas des effets des différentes composantes peuvent être déterminés séparément et combinés suivant les formulations suivantes :

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´W = ±j¿ + ±Vjw ± jÀ R ´W = ±jw ± VjÁ ± jÀ B ´W = ±jÀ ± VjÁ ± jÀ Page 61


Ex, Ey et Ez désignent respectivement les composantes des efforts sismiques dans les directions X, Y et Z. Les coefficients λ et µ prennent la valeur de 0,3.

10.2.3.

Semelles isolées

Les semelles isolées recevant que les poteaux pendulaires en bois que l’on suppose biarticulées, sont normalement soumis qu’à une charge verticale et éventuellement à une force horizontale. Mais comme elles reçoivent un plot en béton, on suppose qu’elles équilibrent aussi un moment à leur base.

10.2.3.1. Dimensionnement de la semelle La figure ci-dessous représente la semelle :

Figure 10.2.3.1.1 : contrainte sur le sol

On désigne par NEd et MEd l’effort normal et le moment fléchissant, pondérés ELU, appliquées au niveau du sol. On pose . =

est :

ˆÂÃ ÄÂÃ

l’excentricité de la résultante. La contrainte de référence exercée sur le sol

K

a

=

,Å

³W ≤ KÆ, − 2. ∗ ! Å

•

qref : est contrainte appliquée dans le sol

•

b’ dimension perpendiculaire à la semelle

)

Le frottement entre la base de la fondation et le sol est suffisant pour empêcher un glissement de la semelle. Il n’y a pas à justifier l’état limite de service vis-à-vis des déformations puisqu’il n’y a pas de tassement différentiel et que les documents particuliers du marché ne le prescrivent pas. AMAR Cheikh Ibra

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10.2.3.2. Ferraillage de la semelle Deux méthodes de calcul existent pour calculer la quantité d’acier dans les semelles isolées à savoir la méthode des bielles et celle du moment. En effet, la méthode des bielles est valable qu’aux semelles soumises a un chargement centrée et vérifiant : ℎ ≥ max

,, − , ! Å − ! ; 2 2

•

a et b dimensions du poteau respectivement parallèle à a’ et b’.

•

h est la hauteur de la semelle

Dans ce projet, la plupart des semelles sont soumises à un moment en plus de leur chargement vertical. Donc, nous utiliserons la méthode des moments pour le ferraillage des semelles.

Principe des calculs d’une semelle soumise à Nu, Mu On considère une section (Σ), située entre les faces du plot et à une distance e* du nu du poteau de largeur b, égale à 0,15b. Dans cette section, on calcule le moment fléchissant M prenant en compte la totalité des réactions du sol agissant sur la partie de la semelle limitée par cette section (Σ) et non traversée par le plan médian du poteau. Les armatures de la semelle sont ensuite dimensionnées à partir du moment (M) sur la section Σ située à 0,15b du nu du poteau

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Page 63


Figure 10.2.3.2.1 : modèle de traction vis-à-vis des efforts inclinés

La traction FS (voir schéma ci-dessus) ci à l’abscisse x doit être ancrée avant cette même distance x prises à partir du bord de la semelle. L’euro code 2 indique à titre de simplification que : -

Ze peut être déterminé à partir de l’excentricité e*=0,15b Zi=0,9d.

La charge Nu amenée par le poteau se repartit sur le sol en une pression pu AÆ =

³Æ ∗ !,

,Å

La part de réaction d’appui R située sur l’extrémité x de l’about de la semelle s’équilibre comme suit : t∗ U,

²U ∗ b

En plus : R

U

t∗

Ub

s ∗ ®Á

U,

#3 t

Et ; ³W Où : AMAR Cheikh Ibra

AÆ ∗ ,Å ∗

s

B

®Á

AÆ ∗ ,Å ∗ ]

B

!Å c 0,35! 2

Page 64


•

R : résultante de la pression du sol sur le distance x

•

Ze : bras de levier des forces externes =distance entre R et l’effort vertical NEd

•

Zi : bras de levier des forces internes ; zi peut être pris égal à 0,9d.

•

Fc : Effort de compression égal à l’effort de traction maximal Fs, max

•

NEd : l’effort vertical correspondant a la pression totale du sol entre les section A et B.

Détermination des aciers : méthode des moments On admet une réaction uniforme du terrain, le moment externe au point C (voir figure cidessus) est égal, selon le type de réaction du sol, à : •

È’ — <

ÉÊ §

+ ¥, ËÌÉ ¨Í—• — =

…Î ÏÎ

Figure 10.2.3.2.2 : cas ou 2e
On a :

!Å − 0,35! g esÆC = ³W ∗ 2 2 B !, f − 0,35! e³ =³ ∗2 W Æ d ! Å − 2.

Ce moment est repris par le couple Fc*zi=Fs,max*zi. D’où, on a : U

®Á

=

sÆC

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³W = 2

!Å ³Æ ! Å − 0,35! − 0,35! 8 ³Æ ! Å − 0,7! 8 2 2 2 = = 0,9" 0,9" ∗ ! Å − 2. 8 ∗ 0,9" ∗ !Å − 2.

Page 65


Donc, la section d’armature dans l’acier est donnée par : ´

•

È’ § — S

ÉÊ §

U ®Á 1w

+ ¥, ËÌÉ ¨Ðƒ‘† Ï ËÌÉ Ñr

³Æ ∗ ! Å c 0,7! 8 7,2" ∗ ! Å c 2. ∗ 1w

ÏÎ

Soit le schéma ci-dessous :

Figure 10.2.3.2.3 : cas ou 2e≥b’/2 +0,35b

On en déduit que : sÆ R ´

³Æ ∗ . c 0,35! ³Æ ∗ . c 0,35! B 0,9" ∗ 1w

10.2.3.3. Vérification au poinçonnement L’euro code 2 impose de vérifier les semelles vis-à-vis vis vis du poinçonnement. En effet, le poinçonnement caractérise la rupture d’une section de la semelle sous l’effet des efforts tranchants.

Figure 10.2.3.3.1 : section de contrôle-poinçonnement

AMAR Cheikh Ibra

Page 66


La résistance au poinçonnement des semelles de poteau doit être vérifiée le long de contours de contrôle situés au plus à 2d du nu du poteau et nécessite de dimensionner la semelle pour la plus petite valeur de la résistance trouvée de cette manière. Le contour de contrôle de référence notée u1 est celui qui correspond à une diffusion 2d.L

e contour de

contrôle (ou section de contrôle) est la section dont la trace coïncide avec le contour de contrôle et qui s’étend sur la hauteur utile d.

Figure 10.2.3.3.2 : section de contrôle-poinçonnement

Le contour de contrôle situé à une distance (a) du nu de poteau a un périmètre (u) et une aire (A):

•

3 2! + 2 + 2ž, B ² ´ = ! + 2, ∗ + + 2, ∗ ! − ! + ž,8 d est la hauteur utile de la semelle ; ρ est le pourcentage d’armature moyen. Le cisaillement résistant vaut : Ò

=

Ò ,b

∗ ( ∗ 100P ∗ 1b

C E

∗

2" ,

Avec :

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g e

Ò ,b

=

0,18 Qb

200 f e( = 1 + • " ≤ 2 A#34 " .$ d

B

On déduit de l’effort VEd apporté par le poteau, la réaction ∆VEd du sol situé à l’intérieur de la zone de contrôle d’aire (A) qui se transmet directement. La contrainte de calcul devient : -W =

W

−∆ 3

W

=

On a vérifié pour chaque section de contrôle, on a :

W ,

3

-W ≤ -Ò

Dans le cas ou le chargement est excentré (flexion composée par exemple), vEd est majoré par :

1 + (Å

Avec

sW ∗ 3 ∗\ W ,

!: #2. A,4,55.5. , 5 Å .] .$24I I2.". 5, ℎ,4_. R : 5 Å ,324. #2. "3 A#2.,3 B ` = 0,5 ∗ ! 8 + ! + 4 " + 16"8 + 2ž"! k’ est fonction de b/c et est donnée par le tableau ci-dessous :

Tableau 10.2.3.3.1 : coefficient k’

10.2.4.

Fondations à encuvements

La transmission des efforts du poteau au plot se fait, soit par l’intermédiaire de clés de cisaillement (encuvement à parois nervurées), soit par butée contre butée (encuvement à parois lisses ou rugueuses). Il faut assurer dans les deux cas la couture de la bielle entre butée et contre butée dans le poteau.

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Figure 10.2.4.1: Fondations à encuvement

Dans ce projet, on a porté notre choix sur les fondations à encuvement à parois rugueux. rugueux Elles sont plus faciles, s, pour la mise en œuvre. Ainsi, elles permettent un n gain de temps non négligeable donc d’économie..

Principe de calcul Il convient d’effectuer le calcul au poinçonnement comme dans le cas d’un assemblage poteau/fondation monolithique, sous réserve de vérifier la transmission du cisaillement entre poteau et fondation. Les efforts extérieurs au pied de poteau sont déterminés comme suit :

•

µ=0,70 : est le coefficient de frottement défini dans l’article 6.2.5 de l’eurocode2. Ce coefficient dépend de la rugosité de l’interface.

•

F1, F2 et F3 : efforts de compression (voir figure ci-dessous) ci

•

D1 et D2 sont définis dans la figure ci-dessous. ci dessous. H est la hauteur de la semelle.

Des trois équations ci-dessus, dessus, on déduit F1, F2, et F3. En effet, on admet que la transmission des efforts et du moment du poteau à sa fondation s'effectue sous forme d'efforts de compression F 1, F 2 et F 3 au travers du béton de remplissage de l'encuvement d'une part et des forces de frottement correspondantes correspondantes d'autre part, comme indiqué sur la Figure cici dessous. Ce modèle nécessite de vérifier la condition ci-après : AMAR Cheikh Ibra

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h ≥ 1,2ℎ •

L : étant la longueur de l’encuvement.

•

H est la hauteur de la semelle.

Figure 10.2.4.2 : dimensionnement des encuvements

Vérification de la transmission du cisaillement La transmission de l’effort normal est assurée par l’encuvement uniquement si : W

Avec : R Où : • • •

W

Ò

≤

Ò

U' B 341, . -.42I ,5. ". 5′.$ 3-. .$2 ∗ 1b + ∗ u + P ∗ 1w sin • + # • < 0,5 ∗ - ∗ 1b

- = 0,6 ∗ Õ1 − 8”Ö× Ø 1b .$ sA, ∶ Coefficient de réduction de la résistance. a

α est compris entre 45o et 90o.

µ=0,7 et c=0,45 ; ρ=As/Ai =0 avec Ai : aire du joint

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•

σn : est la contrainte engendrée par la force normale externe minimale à l'interface susceptible d'agir en même temps que l'effort de cisaillement ; elle est positive en compression, avec σn < 0,6 f cd, et négative en traction. Dans notre cas, on suppose σn positive. Mais on la prendra nulle; ce qui réduit la résistance au cisaillement de l’interface.

• • •

•b ∗

1b

aÖÚ×,Û,ÛÜ ÝÖ

=1∗

C,Þ C,”

= 1,2 s¶,

VEd : effort de cisaillement sur l’interface

VRdi : valeur de calcul de la résistance au cisaillement à l’interface :

D’où ßàr’ = áno â¥, ãÌ ∗ ä, §; ¥, Ì ∗ ¥, å ∗ °ä −

§Ì §Ì ±∗ æ = ¥, Ìã …ç¨ §Ì¥ ä, Ì

En choisissant le cas le plus défavorable pour la descente de charge verticale au niveau des fondations, on trouve Fvd=560 kN à l’état limite ultime d’où : W

=

0,56 = 0,18 s¶, < 0,95 ∗ 0,8 ∗ 4

Ò

Donc, la transmission de cisaillement entre l’encuvement et le poteau est vérifiée. Ainsi, la vérification au poinçonnement de la fondation à encuvement est identique à celle d’une fondation traditionnelle.

Principe de ferraillage : La transmission des efforts et du moment du poteau à sa fondation s’effectue sous forme d’efforts de compression F1, F2 et F3 au travers du béton de remplissage de l’encuvement d’une part et des forces de frottement correspondantes d’autre part comme indiqué sur la figure 10.2.4.2 Le ferraillage de l’encuvement comprend des cadres horizontaux et des armatures verticales. Il convient de porter une attention particulière aux points suivants : •

Le ferraillage de la semelle se dimensionne comme dans le cas d’une semelle traditionnelle

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•

Dispositions constructives du ferraillage en partie supérieure, des parois de l’encuvement vis-à-vis de F1, de la transmission de F1 le long des parois latérales du plot

•

Resistance au cisaillement du poteau dans l’encuvement

•

Resistance au poinçonnement de la base de l’encuvement vis-à-vis des efforts transmis par le poteau

Détermination de la section d’acier dans le plot d’encuvement Les cadres horizontaux supérieurs sont dimensionnés pour équilibrer l’effort F1. Soit As la section d’acier horizontal dans chaque coté du plot : ´

1w U' ,-. 1w = ; 1w = 500 s¶, . 2 5, 5I I2. .5, 2IK3. ". 5′, I.4 2 ∗ 1w Q

Les armatures verticales disposées dans les angles sont dimensionnées pour reprendre l’effort µ*F1. Soit Asz la section d’armature verticale : elle est donnée par la formule cidessous :

´

À

=

∗ UC 2 ∗ 1w

J’ai réalisé un fichier Excel pour automatiser le dimensionnement des semelles et de leur plot et calculé leur section d’acier nécessaire. Un exemple de calcul, pour la semelle S1, est joint en annexe 3.

10.2.5.

Système de liaison entre les semelles

Il permet de solidariser l’ensemble des semelles. Ainsi, il contribue à l’augmentation de la rigidité des semelles vis-à-vis des efforts, surtout horizontaux. Dans ce projet, on a des longrines tout autour du bâtiment. Par contre, nous ne jugeons pas l’utilité de la mise en place de tirants sismiques. Nous justifierons nos choix dans les parties correspondant à chaque élément de structure.

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Longrines Tout au contour du hall3C et hall4D, on utilise des longrines de redressement

pour

équilibrer l’excentricité du chargement des fondations, excentricité due au vent latéral ou aux imperfections géométriques. Dans ce projet, les longrines sont à 0,30 m par rapport au niveau de référence (niveau supérieur de la dalle finie du hall3C : elles ne sont pas enterrées complètement. Ainsi, elles serviront d’appui pour les murs coupe-feu et permettre la mise en place du bardage tout autour du bâtiment. Elles sont aussi dimensionnées pour résister en situation de projet sismique. Les longrines recevant le mur coupe-feu ont une résistance au feu de 2 heures pour permettre au mur de remplir sa fonction durant un incendie. Situation de projet sismique Les études géotechniques ont montrées un sol de classe B (voir annexe 1). Donc, en situation de projet sismique, les longrines sont dimensionnées pour résister à un effort de traction ou de compression égal à: 0,3 ∝∗ ∗ ³W Selon l’EC8-Partie 7-art5.4.1.2 Où : •

NEd : est la valeur moyenne de calcul des efforts axiaux agissant sur les éléments verticaux assemblés en situation sismique. Dans ce projet, il ne s’agit que de charges permanentes.

•

α =0,163 : est le rapport de la valeur de calcul de l'accélération du sol pour le sol de classe A, a g, à l'accélération de la pesanteur, g ;

•

S=1,35

est le paramètre caractéristique de la classe de sol défini dans l'EN 1998-1

:2004, 3.2.2.2 Situation de projet accidentelle : Resistance au feu On utilise la méthode tabulée pour vérifier la résistance au feu (voir EC2-Partie3-art.5). En effet, la structure est calculée « à froid » comme s’il n’y avait pas de calcul au feu. Mais, elle doit satisfaire à certaines conditions minimales d’épaisseur de paroi et de distance de l’axe

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des armatures au parement exposé. ex La résistance au feu est obtenue par simple si lecture de tableaux. Par exemple, la résistance au feu des d longrines de dimension 30x50 cm2 dont la distance de l’axe de leur armature au parement le plus proche est égale à 3,6 cm et recevant le mur coupe-feu entre le hall3C et le bâtiment existant, existant est donnée par le tableau ci-dessous ci :

Tableau 10.2.5.1: Dimensions et distances de l'axe des armatures au parement minimales pour les

poutres continues en béton armé et précontraint

Tirant sismique Suite à des calculs minutieux, il est conclu qu’il n’est pas nécessaire de mettre en place des tirants parasismiques. En effet, les effets des déplacements horizontaux relatifs entre les éléments verticaux sont pris en compte dans le choix de la rigidité de la fondation fo dans son plan horizontal. Donc, la structure type pendule inversé n’est pas sensible aux déformations AMAR Cheikh Ibra

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différentielles du sol. En fait, ces déformations en élongation / compression sont au maximum de 4 cm sur la dimension du bâtiment. Cette valeur est introduite en excentricité additionnelle dans les calculs des poteaux et des semelles. On a déterminé cette valeur avec l’euro code 8 et le PS92. Déplacement du sol (dg) selon EC8 : Selon EC8-Partie1-art3.2.2.4, le déplacement de calcul au niveau du sol d g, correspondant à l'accélération de calcul au niveau du sol, peut être estimé à l'aide de l'expression suivante : "6 = 0,025 ∗ ,6 ∗ ∗ :b ∗ :? =3,375 cm

Déplacement du sol (d) selon PS92 : Le calcul de l’élongation/compression du sol sur la dimension du bâtiment, est donné par la formule ci-dessous, selon le PS92 : "

•

,Ä ∗ – é ∗ ê = 2,957 1 / 8

,-. é =

ëˆ √2 ,4 ê ≤ hˆ hˆ

d : déplacement différentiel dans une direction donnée entre deux points distants de la longueur X horizontale. Elle est donnée par la formule ci-dessus en l’absence de discontinuité mécanique ou topographique accusée.

•

aN =1,6 m/s2: est l’accélération nominale

•

DM=0,05m : est le déplacement maximum subi par un point du sol au cours du mouvement sismique.

•

LM=500 m (classe s1) : est la distance horizontale au-delà de laquelle les mouvements des deux points peuvent être considérés comme indépendants.

•

X=132m : longueur du bâtiment

•

τ=1 : est le coefficient topographique.

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Le tableau ci-dessous donne les valeurs LM et DM : Horizontal

Vertical

Site

LM (m)

DM (m)

104η

DM (m)

104η

S0

600

0,03

0,7

0,02

0,5

S1

500

0,05

1,4

0,03

0,7

S2

400

0,07

2,5

0,04

1,4

300

0,09

4,2

0,05

2,4

S3

Tableau 10.2.5.2: Valeurs caractéristiques (PS92 art.5.32)

Mur de quai niveleur Le type de quai niveleur a été choisi par l’entreprise gros-œuvre, MADER. Elle est chargée de sa préfabrication. Cependant, le mur quai niveleur type C, choisi par MADER, est validé par le bureau d’études ICR. ICR s’est aussi chargée du ferraillage des murs. En effet, les murs doivent résister aux efforts induits par les chariots lors du chargement d’un camion, par l’intermédiaire du quai niveleur. Le mur de quai est joint en annexe 6.

Figure 10.2.5.1 : mur de quai

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Dallage Le dallage du Hall3C et hall4D est sous-traité. Il sera entièrement réalisé par l’entreprise TWIN TEC sise à rue jacqueline Aurial 67120 ALTORF. Par contre, entre le hall existant, et le hall3-C, il y a un passage pour véhicules. Par conséquent, si on liaisonne rigidement la dalle du hall existant et celle du hall3-C, il peut y avoir une usure prématurée qui peut être due à un tassement différentiel du support des deux dalles. Donc, on met un joint entre les deux dalles. C’est le même principe entre les dalles du hall3C et hall4D. Un détail du mur coupe-feu montre le principe de cette jonction (voir mur coupe-feu).

11.

Quantitatif gros-œuvre

Apres le dimensionnement des éléments de structure en béton armé, j’ai procédé au calcul du quantitatif de fer et d’acier pour les deux halls. Les tableaux ci-dessous donnent les récapitulatifs des volumes de béton et du poids d’acier, respectivement, pour les halls 3C et 4D.

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INSERER TABLEAU RECAP.HALL3C

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INSERER TABLEAU RECAP.HALL4D

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12.

Remarques générales et Critiques

De manière générale, la période de mon stage peut être divisée en trois parties : une phase d’adaptation aux outils de l’entreprise et de recherche bibliographique, une phase de dimensionnement et de réalisation de plans d’exécution et enfin une phase de suivi. En effet, dans un premier temps, je me suis familiarisé aux outils informatiques (Cadwork, Arche..) et documents techniques que l’entreprise a mis à ma disposition et qui m’a permis de réaliser mon travail. Durant la phase dimensionnement et réalisation de plans d’exécution, je jouissais d’une autonomie exceptionnelle. En effet, selon l’élément à dimensionner, il s’agissait dans un premier temps d’identifier la méthode de calcul appropriée conformément aux normes euro code. Bien entendu, je sollicitai régulièrement mon maitre de stage en cas de doute, pour des éclaircissements. Cette méthode de travail m’a vraiment permis de me familiariser un peu plus avec l’euro codes et l’annexe nationale française. La phase suivie m’a permis de voir mon travail. Ainsi, J’ai pu appréhender le décalage entre le bureau et le chantier. Durant ces visites de chantier, j’ai eu, des fois, des remarques voire des critiques sur les plans d’exécution de la part d’ouvriers expérimentés, que je compte, bien sûr, capitaliser pour ma future expérience. Enfin, personnellement, je pense que l’entreprise ICR peut améliorer son système de gestion pour les retours d’expérience. En effet, la capitalisation de ces expériences peut le rendre plus efficient. En fait, cette capitalisation peut aider à l’amélioration de la qualité du service et à la formation du nouveau personnel et/ou stagiaire de l’entreprise.

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13.

Conclusion

Mon projet de fin d’études a porté sur « l’intégration de la compétence béton dans le bureau d’études ICR », à travers un projet de construction d’un hall industriel à Bartenheim. En effet, il s’agit de la modélisation et du dimensionnement de structures du hall industriel BIHR à Bartenheim. Cette étude s’est déroulée au sein de l’entreprise ICR (Ingénierie Conception et Réalisation), située à Colmar et a été orientée autour de trois axes principaux. La première partie est caractérisée par une recherche bibliographique et à l’adaptation aux outils de travail de l’entreprise. Cette étape m’a permis d’enrichir les moyens nécessaires pour mener à bien mon projet. J’ai aussi pu acquérir des compétences sur le logiciel DAO (Dessin assisté par ordinateur) Cadwork et le logiciel structure Arche. En effet, l’analyse des plans d’architecte pour le dimensionnement du hall et la réalisation des plans d’exécution a été effectuée avec le Cadwork. Le logiciel Arche-structure m’a permis de vérifier les sections d’acier des éléments en béton.

La seconde partie de mon projet portait sur l’étude statique et sismique du bâtiment commercial. Avec les descentes de charges (permanente, vent, neige…), on a pu dimensionner la charpente en bois. Ensuite, nous nous sommes attelés aux dimensionnements de la structure en béton : poteaux et semelles. Les poteaux en béton sont dimensionnés en utilisant la méthode de la rigidité nominale conformément à l’euro code 2 et l’annexe nationale française. Les effets du second ordre sont pris en compte dans le dimensionnement des éléments verticaux. Enfin, pour les fondations, après avoir analysé, le contexte géotechnique du site, on a opté pour des fondations superficielles. Le dimensionnement des semelles a d’abord été réalisé sous cas de charges statiques. Les fondations ont ensuite été vérifiées et adaptées en fonction des résultats du calcul sismique. L’étude sismique a, des fois, contraint à augmenter la superficie des fondations superficielles. Des longrines permettent de solidariser les semelles tout autour du bâtiment. L’interaction sol-structure étant pris en compte dans la rigidité des semelles, il n’y a pas lieu de mettre en place des tirants sismiques.

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Des murs coupe-feu ont été placés entre les halls conformément aux normes en vigueur. La résistance au feu des murs sont de 2h. Ces murs reposent sur des longrines qui ont une résistance au feu de 2h. A la troisième phase de ce projet de fin d’études, j’ai pu effectuer un peu de suivi de chantier. Ces visites de chantier m’ont permis de concilier, en quelque sorte, la théorie et la pratique. C’était aussi une occasion pour moi d’échanger avec les personnels de chantier et ainsi m’améliorer. Un cahier d’annexe pour les notes de calcul et les plans d’exécution est joint à ce rapport.

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BIBLIOGRAPHIE : [1] Yves Benoit, Bernard Lagrant, Vincent Tastet.-« Calcul des structures en bois ». Edition Eyrolles

[2] Thonier HENRY.-« Conception et calcul des structures de bâtiment ». Presses des Ponts et Chaussées (tome 7)

[3] Pierre Guillemont.-« Aide-mémoire béton armé ». 3°édition le moniteur

[4] Jean Marie Paillé.-« Calcul des structures en béton ». AFNOR Edition Eyrolles

[5] PS92-Règle de construction parasismique. Edition Eyrolles

[6] NF EN 1992-1 : Eurocode 2 - Calcul des structures en beton.

[7] NF EN 1998-1 : Eurocode 8 - Calcul des structures pour leur résistance aux séismes.

[8] DTU 13.12 - Règles pour le calcul des fondations superficielles.

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ANNEXES :

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Annexe 1 : Note, plans d’implantation et sondages géotechniques

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Annexe 2 : Note de calcul poteaux PO70 et plan de ferraillage

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Annexe 3 : Note de calcul semelles S1 et plan de ferraillage

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Annexe 4 : Plans de contreventement Hall3C et Hall4D

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Annexe 5 : Plans de fondation

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Annexe 6 : Choix quai niveleur

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Memoire.pfe

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