Guide de conception -...
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Auteur : M. Kevin Wegrich
Elève ingénieur 5ème année Spécialité Génie Civil, INSA
STRASBOURG
Tuteur entreprise : M. Philippe Zink
ENSAIS, Ingénieur en Chef, INGEROP Conseil & Ingénierie
Tuteur INSA : Mme. Saida Mouhoubi
Professeur agrégé de génie civil
8 JUIN 2012
Guide de conception
Kévin Wegrich Ingérop Conseil & Ingénierie Page 2
Ce guide a été réalisé dans le cadre d’un Projet de Fin d’Etudes (P.F.E.), qui s’est déroulé au
sein du bureau d’étude Ingérop, dans le service d’Ouvrage d’Art et ceci sous la tutelle de
Monsieur Philippe Zink (ingénieur en chef, ENSAIS). Ce P.F.E. s’est axé sur l’évolution des
normes sismiques depuis l’entrée en vigueur de l’Eurocode 8 : il s’est intéressé plus
particulièrement à l’évolution des normes à appliquer pour les ouvrages d’art courants. Il a eu
pour finalité la rédaction de ce guide pratique de conception, de dimensionnement et de
dispositions constructives à mettre en place pour les ponts courants en cohérence avec
l’EN1998.
Ce guide, basé majoritairement sur l’ensemble des textes réglementaires des Eurocodes (plus
particulièrement l’EN1998-1 et l’EN1998-2) ainsi que sur les Guides de conception du
Sétra/SNCF « Ponts courants en zone sismique » version provisoire), a été rédigé par M.
WEGRICH Kévin, Ingénieur Génie Civil de l’I.N.S.A. (l’Institut National des Sciences
Appliquées) de Strasbourg.
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Sommaire
Table des figures ........................................................................................................................ 8
Table des tableaux ................................................................................................................... 10
Notations .................................................................................................................................. 11
Majuscules latines ................................................................................................................ 11
Minuscules latines ................................................................................................................ 14
Majuscules grecques ............................................................................................................ 17
Minuscules grecques ............................................................................................................ 17
1. Introduction ....................................................................................................................... 19
1.1. Présentation et finalité du guide ................................................................................. 19
1.1.1. Lignes directrices de l’écriture de ce guide .......................................................... 19
1.1.2. Restriction et domaine d’emploi de ce guide ....................................................... 21
1.2. Présentation générale de la sismicité des ouvrages d’art ........................................... 22
1.3. Démarche générale d’une vérification d’un pont courant au séisme ........................... 24
2. Paramètres des actions sismiques .................................................................................... 25
2.1. Généralités sur le comportement sismique ................................................................. 25
2.1.1. Notion de ductilité et coefficient de comportement .............................................. 25
2.1.1.1. Comportement élastique/Comportement ductile ........................................... 25
2.1.1.2. Méthode du coefficient de comportement ..................................................... 26
2.1.2. Influence des différents paramètres sur le comportement d’un pont sous séisme 34
2.1.2.1. Augmentation de la période.......................................................................... 34
2.1.2.2. Augmentation de l’amortissement ................................................................ 35
2.2. Hypothèses pour l’analyse sismique ......................................................................... 36
2.2.1. Classe de l’ouvrage et niveau d’accélération nominale ....................................... 36
2.2.2. Caractérisation du site ......................................................................................... 38
2.2.3. Caractéristiques « dynamiques » du sol .............................................................. 39
2.3. Détermination de l’action sismique de calcul .............................................................. 40
2.3.1. Type de représentation en fonction de la méthode d’analyse employée .............. 40
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2.3.1.1. Généralité sur l’utilisation des spectres ........................................................ 40
2.3.1.2. Les spectres de réponse horizontale et verticale élastique (q = 1) ............... 41
2.3.1.3. Les spectres de calcul (q > 1)...................................................................... 43
2.3.1.4. Les spectres conseillés ................................................................................ 45
2.3.1.5. Les spectres en déplacement ....................................................................... 46
2.4. Paramètre pour les modèles de calculs ...................................................................... 47
2.4.1. Masses................................................................................................................ 48
2.4.1.1. Masses relatives aux charges permanentes ................................................. 48
2.4.1.2. Masses relatives aux charges d’exploitations ............................................... 49
2.4.1.3. Cas d’une pile immergée dans l’eau ............................................................. 49
2.4.2. Raideurs .............................................................................................................. 50
2.4.2.1. Raideur du tablier ......................................................................................... 50
2.4.2.2. Raideur du piles et culée .............................................................................. 51
2.4.2.3. Raideur des fondations ................................................................................ 58
2.4.2.4. Raideur des appareils d’appui ...................................................................... 58
2.4.3. Amortissement .................................................................................................... 59
2.4.4. Matériau acier ..................................................................................................... 60
2.4.4.1. Conception en « ductilité limitée » ................................................................ 60
2.4.4.2. Conception « ductile » .................................................................................. 60
3. Analyses et vérifications sismiques générales ................................................................... 61
3.1. Conception élastique ou à ductilité limitée .................................................................. 62
3.1.1. Généralités .......................................................................................................... 62
3.1.2. Concept ............................................................................................................... 62
3.1.3. Avantages et inconvénients ................................................................................. 63
3.1.4. Domaine d’emploi ............................................................................................... 63
3.1.5. Méthodes d’analyses pour les actions transmises par le tablier .......................... 63
3.1.5.1. Approche statique forfaitaire......................................................................... 63
3.1.5.2. Méthodes du mode fondamental .................................................................. 64
3.1.5.3. Méthodes multimodales ............................................................................... 71
3.1.6. Méthodes d’analyses pour les actions transmises par la terre ............................. 72
3.1.7. Principes de dimensionnement ........................................................................... 77
3.1.7.1. Combinaisons sismiques .............................................................................. 77
3.1.7.2. Dimensionnement des sections de la structure ............................................ 78
3.1.8. Vérification des dispositions constructives ........................................................... 82
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3.2. Conception ductile ...................................................................................................... 83
3.2.1. Généralités .......................................................................................................... 83
3.2.2. Concept ............................................................................................................... 83
3.2.2.1. Le coefficient de comportement .................................................................. 84
3.2.2.2. Principe du dimensionnement en capacité ................................................... 89
3.2.2.3. Principe des dispositions constructives ........................................................ 90
3.2.3. Avantages et inconvénients ................................................................................. 91
3.2.4. Domaine d’emploi ............................................................................................... 92
3.2.5. Méthodes d’analyses pour les actions transmises par le tablier .......................... 92
3.2.6. Méthodes d’analyses pour les actions transmises par la terre ............................. 92
3.2.7. Principes de dimensionnement ........................................................................... 93
3.2.7.1. Combinaisons sismiques .............................................................................. 93
3.2.7.2. Dimensionnement des sections de la structure ............................................ 93
3.3. Conception basée sur le principe d’isolation sismique et l’utilisation de dispositifs
amortisseurs ....................................................................................................................... 101
3.3.1. Généralités ........................................................................................................ 101
3.3.2. Concept ............................................................................................................. 101
3.3.3. Avantages et inconvénients ............................................................................... 103
3.3.4. Domaine d’emploi ............................................................................................. 103
3.3.5. Méthodes d’analyses pour les actions transmises par le tablier ........................ 104
3.3.6. Méthodes d’analyses pour les actions transmises par la terre ........................... 104
3.3.7. Principes de dimensionnement ......................................................................... 105
3.3.7.1. Combinaisons sismiques ............................................................................ 105
3.3.7.2. Dimensionnement des sections de la structure .......................................... 105
3.3.8. Vérification des appareils d’appui ...................................................................... 106
3.3.8.1. Géométrie et caractéristiques des appareils d’appui .................................. 106
3.3.8.2. Démarche des vérifications à entreprendre ................................................ 108
3.3.9. Vérification des butées parasismiques .............................................................. 112
4. Méthodes d’analyses par éléments ................................................................................. 113
4.1. Tablier ...................................................................................................................... 113
4.2. Fondations ............................................................................................................... 113
4.2.1. Fondations profondes ........................................................................................ 113
4.2.2. Fondations superficielles ................................................................................... 113
4.2.2.1. Vérification de la stabilité externe ............................................................... 113
4.2.2.2. Vérification de la stabilité interne ................................................................ 115
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4.3. Pile ........................................................................................................................... 116
4.4. Culée ....................................................................................................................... 119
4.4.1. Exigences générales ......................................................................................... 119
4.4.2. Culée connectée de manière flexible au tablier (EN1998-2 § 6.7.2) .................. 119
4.4.3. Culée connectée de manière rigide au tablier (EN1998-2 § 6.7.3) ..................... 120
4.4.4. Vérification de stabilité ...................................................................................... 121
4.4.4.1. Vérification de la stabilité interne (ferraillage) ............................................. 121
4.4.4.2. Vérification de la stabilité externe (glissement, renversement etc…) .......... 123
4.4.5. Méthode de calcul informatisée ......................................................................... 124
4.5. Organes d’appui ....................................................................................................... 126
4.5.1. Généralités ........................................................................................................ 126
4.5.2. Appareils d’appui fixes ...................................................................................... 126
4.5.3. Appareils d’appui glissants ................................................................................ 127
4.5.4. Appareils d’appui en élastomère fretté .............................................................. 127
4.5.5. Butée ................................................................................................................ 129
4.5.6. Repos d’appui minimal ...................................................................................... 131
5. Dispositions constructives ............................................................................................... 133
5.1. Généralité sur les dispositions constructives ............................................................ 133
5.2. Dispositions constructives pour une conception ductile (q > 1.5) ............................. 134
5.2.1. Généralité ......................................................................................................... 134
5.2.2. Dispositions relatives aux armatures longitudinales........................................... 134
5.2.2.1. Pourcentage minimal et maximal ............................................................... 134
5.2.2.2. Espacement des armatures longitudinales ................................................. 138
5.2.2.3. Continuité / Recouvrement ......................................................................... 139
5.2.2.4. Ancrage des armatures longitudinales (EN1992-1-1 § 8.4)........................... 142
5.2.2.5. Ancrage des armatures d’extrémités .......................................................... 145
5.2.3. Dispositions relatives aux armatures transversales ........................................... 146
5.2.3.1. Pourcentage minimal et maximal ............................................................... 146
5.2.3.2. Recommandations générales ..................................................................... 146
5.2.3.3. Recouvrement des armatures en parement ............................................... 147
5.2.3.4. Espacement des armatures transversales dans les zones de recouvrement
148
5.2.3.5. Sections des armatures transversales dans la zone de recouvrement ....... 150
5.2.4. Pile .................................................................................................................... 151
5.2.4.1. Pile en béton (EN1998-2 § 6.2) .................................................................... 151
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5.2.4.2. Pile en acier (EN1998-2 § 6.3) ..................................................................... 162
5.2.5. Fondation .......................................................................................................... 162
5.2.5.1. Généralités ................................................................................................. 162
5.2.5.2. Fondations superficielles ............................................................................ 162
5.2.5.3. Fondations sur pieux .................................................................................. 164
5.2.6. Tablier/Equipement ........................................................................................... 166
5.2.7. Chevêtre, têtes de piles et culées...................................................................... 166
5.2.8. Appareils d’appui et attelages sismique............................................................. 166
5.3. Dispositions constructives pour une conception à ductilité limitée (1 q 1.5 ) ...... 167
5.3.1. Généralité ......................................................................................................... 167
5.3.2. Dispositions relatives aux armatures longitudinales........................................... 167
5.3.3. Dispositions relatives aux armatures transversales ........................................... 167
5.3.4. Pile .................................................................................................................... 168
5.3.4.1. Pile en béton (EN1998-2 § 6.2) .................................................................... 168
5.3.4.2. Pile en acier (EN1998-2 § 6.3) ..................................................................... 179
5.3.5. Fondation .......................................................................................................... 179
5.3.6. Tablier/Equipement ........................................................................................... 179
5.3.7. Chevêtre, têtes de piles et culées...................................................................... 179
5.3.8. Appareils d’appui et attelages sismiques ........................................................... 179
6. Exemples de démarche à adopter pour une étude sismique ........................................... 180
6.1. Démarche à adopter pour le 1er cas ......................................................................... 180
6.2. Démarche à adopter pour le 2ème cas ....................................................................... 188
Bibliographie .......................................................................................................................... 196
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Table des figures
Figure 1-1 : Tableau récapitulatif des types de conceptions parasismiques .............................. 23
Figure 2-1 : Modèle d'une pile de pont sous chargement statique ............................................ 26
Figure 2-2 : Comportement en flexion d'une section ................................................................. 27
Figure 2-3 : Rotation de l'articulation ........................................................................................ 28
Figure 2-4 : Diagramme idéalisé des courbures dans le cas d'une pile de section constante
plastifiant en pied ..................................................................................................................... 29
Figure 2-5 : Diagramme force-déplacement sous chargement monotone ................................. 29
Figure 2-6 : Déformée de la pile de pont................................................................................... 30
Figure 2-7 : Propriétés d'iso-déplacement et d'iso-énergie ....................................................... 33
Figure 2-8 : Influence de la souplesse sut la réponse de l'ouvrage ( ) ........... 35
Figure 2-9 : Spectre de réponse horizontal élastique : q = 1 ; zone de sismicité 1à 4 , .. 42
Figure 2-10 : Spectre de réponse vertical élastique : q = 1 ; zone de sismicité 5 , ......... 42
Figure 2-11 : Spectre de calcul: q = 3 ; zone de sismicité 1à 4 ; classes de sol A à E , .. 44
Figure 2-12 : Spectre de calcul: q = 3 ; zone de sismicité 5 ; classes de sol A à E , ....... 44
Figure 2-13 : Spectre de réponse élastique conseillé : q = 1 ; zone de sismicité 1à 4 , ;
classes de sol A à E ................................................................................................................. 45
Figure 2-14 : Spectre de réponse élastique en déplacement : q = 1 ; zone de sismicité 1à 4
, ; classes de sol A à E .................................................................................................. 46
Figure 2-15 : Modélisation des masses mises en mouvement .................................................. 48
Figure 2-16 : Valeurs quasi permanentes des actions variables du trafic à prendre dans la
masse excitée .......................................................................................................................... 49
Figure 2-17 : Bi-linéarisation de la courbe force-déplacement et principe d'iso-déplacement ... 53
Figure 2-18 : Principe de calcul ................................................................................................ 54
Figure 2-19 : Raideurs pour des semelles de fondation ............................................................ 58
Figure 3-1 : Principes de conception parasismique des ponts .................................................. 61
Figure 3-2 : Comportement sismique ........................................................................................ 62
Figure 3-3 : Méthode du tablier rigide ; pile assimilée à un oscillateur libre ............................... 65
Figure 3-4 : Evaluation du mode de balancement transversal .................................................. 68
Figure 3-5 : Pont biais .............................................................................................................. 69
Figure 3-6 : Prise en compte forfaitaire de la torsion en direction longitudinale ........................ 70
Figure 3-7 : Modèle de calcul pour déterminer la poussée dynamique des terres ..................... 73
Figure 3-8 : Comportement sismique ........................................................................................ 83
Figure 3-9 : Principe du coefficient de comportement ............................................................... 86
Figure 3-10 : Valeurs maximales du coefficient de comportement q ......................................... 87
Figure 3-11 : Principe du dimensionnement en capacité .......................................................... 89
Figure 3-12 : Moment de dimensionnement (pile encastrée uniquement à la base à gauche ;
pile encastrée à sa base et en tête à droite) ............................................................................. 90
Figure 3-13 : Moment de dimensionnement d’une pile encastrée à sa base et en tête ............. 93
Figure 3-14 : Exemple de Lh en direction transversale .............................................................. 96
Figure 3-15 : Exemple de Lh en direction longitudinale ............................................................. 96
Figure 3-16 : ............................................................................................................. 97
Figure 3-17 : Principe d'équilibre énergétique dans le cas de l'utilisation de dispositifs isolateurs
et amortisseurs ....................................................................................................................... 101
Figure 3-18 : Comportement sismique .................................................................................... 102
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Figure 3-19 : Méthode de la pile indépendante ....................................................................... 104
Figure 3-20 : Définition géométrique d'un appareil d'appui ..................................................... 106
Figure 3-21 : Principe des butées parasismiques ................................................................... 112
Figure 4-1 : Dimensionnement d'une semelle : Méthode des bielles ...................................... 115
Figure 4-2 : Dimensionnement d'une semelle : Méthode des poutres ..................................... 115
Figure 4-3 : Simplification admise pour les ouvrages courants aux piles de forme simple (cas
d'un appui biais par rapport au tablier) .................................................................................... 116
Figure 4-4 : Efforts sismiques à prendre en compte pour la vérification d'une pile .................. 117
Figure 4-5 : Efforts de poussée/butée à considérer pour la vérification des écrans composites
............................................................................................................................................... 122
Figure 4-6 : Relation force-déplacement pour une structure attelée ........................................ 128
Figure 4-7 : Principe des butées de sécurité ........................................................................... 130
Figure 4-8 : Repos d'appui minimal ........................................................................................ 131
Figure 5-1 : Adaptation des piles massives ............................................................................ 138
Figure 5-2 : Schéma de principe pour les armatures en attente dans les zones de rotules
plastiques potentielles ............................................................................................................ 139
Figure 5-3 : Proportion de recouvrement à prendre dans une section de recouvrement donnée
............................................................................................................................................... 142
Figure 5-4 : Dispositions complémentaires pour l'ancrage des armatures d'extrémité applicable
par exemple aux piles-portiques ............................................................................................. 145
Figure 5-5 : Ancrage des cerces d'une pile de pont ................................................................ 147
Figure 5-6 : Recouvrement des armatures transversales en parement ................................... 147
Figure 5-7 : Cas avec 100% de de recouvrement dans une section ....................................... 149
Figure 5-8 : Dispositions des armatures transversales dans une zone de recouvrement de
barres tendues ....................................................................................................................... 149
Figure 5-9 : Autres dispositions des armatures transversales dans une zone de recouvrement
de barres tendues .................................................................................................................. 149
Figure 5-10 : Armatures transversales dans une zone de recouvrement de barres comprimées
............................................................................................................................................... 150
Figure 5-11 : Exemple de Lh en direction transversale ............................................................ 152
Figure 5-12 : Exemple de Lh en direction longitudinale ........................................................... 152
Figure 5-13 : Zone de rotule plastique potentielle et adjacente ............................................... 153
Figure 5-14 : Disposition typique utilisant des cadres recouvrant et des épingles ................... 156
Figure 5-15 : Confinement des sections pleines circulaires ou elliptiques ............................... 157
Figure 5-16 : Confinement des sections pleines rectangulaires .............................................. 157
Figure 5-17 : Confinement des sections creuses .................................................................... 158
Figure 5-18 : Schéma des ancrages des cadres ..................................................................... 160
Figure 5-19 : Exemples de maintien des armatures longitudinales ......................................... 160
Figure 5-20 : Dispositions particulières relatives au confinement des zones nodales (EN1998-2
§ 5.6.3.5.4 (fig.5.4)) ................................................................................................................ 161
Figure 5-21 : Principe de ferraillage des fondations superficielles .......................................... 163
Figure 5-22 : Principe de ferraillage des fondations profondes ............................................... 165
Figure 5-23 : Exemple de Lh en direction transversale ............................................................ 169
Figure 5-24 : Exemple de Lh en direction longitudinale ........................................................... 169
Figure 5-25 : Zone de rotule plastique potentielle et adjacente ............................................... 170
Figure 5-26 : Disposition typique utilisant des cadres recouvrant et des épingles ................... 173
Figure 5-27 : Confinement des sections pleines circulaires ou elliptiques ............................... 174
Figure 5-28 : Confinement des sections pleines rectangulaires .............................................. 174
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Figure 5-29 : Confinement des sections creuses .................................................................... 175
Figure 5-30 : Schéma des ancrages des cadres ..................................................................... 177
Figure 5-31 : Exemples de maintien des armatures longitudinales ......................................... 177
Figure 5-32 : Dispositions particulières relatives au confinement des zones modales (EN1998-2
§ 5.6.3.5.4 (fig.5.4)) ................................................................................................................ 178
Table des tableaux Tableau 2-1 : Coefficient d'importance ..................................................................................... 37
Tableau 2-2 : Accélération maximale de référence ................................................................... 37
Tableau 2-3 : Accélération verticale de calcul ........................................................................... 37
Tableau 2-4 : Paramètre de sol ................................................................................................ 38
Tableau 2-5 : Accélération nominale ........................................................................................ 39
Tableau 2-6 : Bornes pour les spectres .................................................................................... 40
Tableau 2-7 : Coefficient d’amortissement visqueux ................................................................. 59
Tableau 3-1 : Avantages et inconvénients d'une conception en ductilité limitée ....................... 63
Tableau 3-2 : Différents cas à prendre en compte pour déterminer les actions transmises par la
terre .......................................................................................................................................... 72
Tableau 3-3 : Coefficient d'amortissement visqueux ................................................................. 81
Tableau 3-4 : Avantages et inconvénients d'une conception ductile ......................................... 91
Tableau 3-5 : Récapitulatif des vérifications à mener dans le cas d'une conception ductile ...... 94
Tableau 3-6 : Conception basée sur le principe d’isolation sismique et l’utilisation de dispositifs
amortisseurs ........................................................................................................................... 103
Tableau 4-1 : Schémas pour la vérification de la stabilité interne de la culée (ferraillage) ....... 121
Tableau 4-2 : Schéma pour la vérification externe de la culée (stabilité)................................. 123
Tableau 5-1 : Recommandation anciens règlements pour le ferraillage longitudinal ............... 137
Tableau 5-2 : Valeur du coefficient .................................................................................... 142
Tableau 5-3 : Valeurs de la résistance caractéristique à la traction d'ordre 5% ...................... 143
Tableau 5-4 : Valeurs minimales de et λ ................................................................... 154
Tableau 5-5 : Valeurs minimales de et λ ................................................................... 172
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Notations
La liste suivante, reprenant les symboles et coefficients énumérés dans le corps de ce guide,
n'est pas exhaustive : d'autres notations peuvent être introduites localement
Majuscules latines
Valeur caractéristique de l’action sismique pour la période de retour de référence
Valeur de calcul de l’action sismique
Aire de la section de béton
Aire de la section des armatures de béton armé
Section transversale totale des frettes ou des bielles/tirants dans la direction
transversale unique de confinement
Section transversale d'une barre
Largeur du tablier
Module de Young
Module de Young du béton
Module d'élasticité sécant du béton
Effets des actions en situation sismique de calcul, Poussée des terres calculée
Module d’élasticité différé
Sollicitation issue du mode i
Module de déformation instantanée (B.A.E.L.)
Module préssiométrique
Module de déformation différée (B.A.E.L.)
Pression hydrodynamique
Poussée statique de l’eau
Effort provenant de l’accélération de la culée calculé avec
Effort provenant de l’accélération de la masse des terres reposant sur la semelle calculé
avec kh
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Effort d’inertie dû à l’accélération de la masse de la pile sous séisme horizontal
Effort transmis par le tablier sous séisme horizontal
Résistance de calcul
Effort provenant de l’accélération de la culée calculé avec
Effort provenant de l’accélération de la masse des terres reposant sur la semelle calculé
avec
Effort d’inertie dû à l’accélération de la masse de la pile sous séisme vertical
Effort transmis par le tablier sous séisme vertical
Module de cisaillement de l’appareil d’appui
Module de cisaillement conventionne apparent
Valeur caractéristique de la charge permanente
Masse maximale pour la prise en compte de l’écart max des actions permanentes par
rapport à leurs valeurs moyennes
Masse minimale pour la prise en compte de l’écart minimal des actions permanentes par
rapport à leurs valeurs moyennes
Hauteur de la pile
Inertie
Inertie fissurée (cracked)
Rigidité effective des éléments ductiles en béton armé
Inertie brute non fissurée (uncracked)
Coefficient de poussée des terres dû au séisme
Rigidité effective
Raideur effective ultime
Raideur élastique équivalente
Raideur élastique d’une ligne d’appui i
Coefficient de charge type
Module vertical du sol
Longueur totale du tablier continu
Distance de l’ancrage au mur
Guide de conception
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Distance au-delà de laquelle les mouvements du sol peuvent être considérés comme
entièrement indépendants
Longueur de calcul des rotules plastiques
Longueur de tablier au-delà de laquelle la variabilité de l'action spatiale doit être prise en
compte
Longueur de rotule plastique
Distance entre la rotule plastique et le point de moment nul
Distance entre la section de rotule plastique et la section de moment nul
Masse totale
Masse additionnelle d’eau entraînée
Moment de calcul dans la situation sismique de calcul
Valeur maximale du moment de calcul dans la situation sismique de calcul à
l'emplacement prévu de la rotule plastique de l'élément ductile i
Masse concentrée à l’i-ème point nodal
Moment de sur-résistance
Valeur de calcul de la résistance de la section à la flexion
Résistance à la flexion de calcul de la section de la rotule plastique de l'élément ductile i
Moment résistant requis final calculé
Moment plastique du pied de pile
Moment plastique de la tête de pile
Moment de torsion statique
Moment ultime
Moment à la limite élastique
Effort normal de calcul dans la situation sismique de calcul
Valeur caractéristique de précontrainte après toutes pertes
Action variable
Valeur caractéristique de la charge due au trafic
Valeur quasi-permanente des actions de longue durée
Paramètre de sol
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(T) Spectre de calcul (pour l’analyse élastique)
(T) Spectre de réponse élastique en déplacement
Effets des déformations différées (retrait, fluage…)
(T) Spectre horizontal de réponse élastique à l’accélération au niveau du sol, («spectre de
réponse élastique»)
Coefficient d’amplification topographique
Effets des actions thermiques caractéristiques
(T) Spectre vertical de réponse élastique à l’accélération au niveau du sol
Période de vibration d’un système linéaire à un seul degré de liberté
Limite inférieure des périodes correspondant au palier d’accélération spectrale constante
Limite supérieure des périodes correspondant au palier d’accélération spectrale
constante
Valeur définissant le début de la branche à déplacement spectral constant
Période effective du système d'isolation
Période équivalente
Effort tranchant de calcul dans la situation sismique de calcul
Valeur de calcul de la résistance de la section à l'effort tranchant
Vitesse des ondes de cisaillement
Axe longitudinal horizontal du pont
Profondeur de l’axe Neutre à l’E.L.U. après redistribution
Axe transversal horizontal du pont
Axe vertical
Minuscules latines
Accélération de calcul au niveau d’un sol de classe A
Accélération maximale de référence au niveau d’un sol de classe A
Accélération de calcul du sol suivant la direction verticale
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Dimension de la section transversale du noyau en béton perpendiculaire à la direction
du confinement considérée, mesurée aux nus extérieurs de la frette
Plus petite dimension du noyau en béton
Épaisseur effective de la section ou hauteur utile de la section
Moyenne des déplacements transversaux de toutes les têtes de piles
Déplacement de calcul de l'isolateur correspondant au déplacement de calcul du
système d'isolation
Diamètre de la barre longitudinale
Déplacement de calcul du système d'isolation
Déplacement atteint pendant le chargement
Déplacement dû aux effets différés
Déplacement sismique (dû uniquement à l'action sismique de calcul)
Déplacement sismique de calcul relatif des extrémités de l’élément ductile considéré
Déplacement de calcul du sol
Déplacement dû aux effets de longue durée des actions permanentes et quasi-
permanentes
Déplacement de l’i-ème point nodal
Déplacement dû aux mouvements thermiques
Déplacement ultime cible
Déplacement à la limite élastique
Excentricité accidentelle de la masse
Excentricité additionnelle qui reflète l’effet dynamique de la vibration simultanée de
translation et de torsion
Excentricité théorique
Résistance en compression du béton
Résistance à la compression (B.A.E.L)
Valeur caractéristique de la résistance du béton
Valeur moyenne de la résistance en compression du béton
Valeur moyenne de la résistance en compression du béton confiné
Résistance à la traction
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Résistance à la traction
Résistance à la traction (B.A.E.L.)
Limite d'élasticité
Limite élastique caractéristique des armatures longitudinales
Limite d’élasticité de l'armature longitudinale
Limite élastique caractéristique de l'acier des armatures transversales
Accélération de la pesanteur
Profondeur de la section transversale dans le sens de la flexion de la rotule plastique
Coefficient sismique horizontal
Coefficient sismique vertical
Longueur minimale d'appui assurant la transmission en toute sécurité de la réaction
verticale
Valeur du repos d’appui minimal
Pression limite
Coefficient de comportement
Coefficient de réduction de la force locale requis au droit de l'élément ductile
Valeur maximale de
Valeur minimale de
Jeu de l'attelage
Espacement (longitudinal) maximal
Espacement entre les axes des frettes ou des épingles supplémentaires
Guide de conception
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Majuscules grecques
Valeur de la poussée des terres supplémentaires due au séisme
Différence maximale des déplacements transversaux de toutes les têtes de piles sous
l'effet de l'action sismique transversale, ou sous l'action d'une charge transversale de
répartition similaire
Effort de traction supplémentaire dû à l’effort tranchant
Moment supplémentaire dû aux effets du 2nd ordre
∑ Somme des aires des barres maintenue(s) par chaque brin d'armature transversale
Minuscules grecques
Rapport entre l’accélération de calcul du sol et l’accélération de la pesanteur ou
Coefficient d’efficacité du confinement
Rapport de portée d'effort tranchant de la pile
Coefficient d'importance de l'ouvrage
Coefficient de fiabilité
Facteur de réduction des efforts
Coefficient partiel des matériaux
Coefficient partiel pour le béton
Coefficient partiel pour l’acier
Coefficient de sur-résistance ou surcapacité
Coefficient de sécurité complémentaire vis à vis des ruptures fragiles par effort tranchant
Coefficient de sécurité pour les rotules plastiques
Paramètre dépendant du rapport /
Déformation limite élastique des armatures
Déformation relative ultime du béton confiné en compression
Déformation relative ultime du béton en compression
Déformation plastique ultime pour l'acier
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Coefficient de correction d'amortissement
Effort normal réduit
Angle
Rotation limite élastique
Demande en rotation de rotules plastiques
Capacité de rotation plastique
Rotation atteinte par l'articulation pendant le chargement
Coefficient de ductilité globale en déplacement
Coefficient de ductilité locale (ou demande de ductilité locale) en courbure
Coefficient de ductilité en rotation à la corde (rotation de l'articulation)
Pourcentage d'amortissement visqueux
Amortissement global équivalent
Masse volumique du matériau
Pourcentage d'armatures longitudinales
Pourcentage d'armatures transversales
Angle de biais
Coefficient de combinaison pour la valeur quasi-permanente de l'action thermique
Coefficient de combinaison correspondant aux valeurs quasi permanentes des charges
dues au trafic
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1. Introduction
1.1. Présentation et finalité du guide
1.1.1. Lignes directrices de l’écriture de ce guide
Au jour d’aujourd’hui, le long processus d’écriture et de validation des Eurocodes étant terminé,
les Eurocodes sont entrés dans leur phase opérationnelle. L’ouverture de la zone européenne,
les évolutions techniques en matière de construction parasismique et la volonté d’harmoniser
les normes au niveau européen ont conduit à l’adoption d’une nouvelle réglementation
parasismique française basée sur les règles de l’Eurocode 8 (EN1998). Avec la sortie de
l’arrêté du 26 Octobre 2011 (relatif à la classification et aux règles de construction parasismique
applicables aux ponts de la classe dite « à risque normal ») et du décret n°2010-1255 du 22
octobre 2010 (portant sur la délimitation des zones de sismicité du territoire français), les
anciennes règles du PS92 et notamment le guide de l’AFPS92 pour la conception parasismique
des ponts sont rendus obsolètes par ces normes.
Ce présent guide a été rédigé dans le cadre d’un Projet de Fin d’Etudes de Kévin Wegrich
(élève ingénieur de l’INSA de Strasbourg) avec pour but d’étudier l’évolution des normes
parasismiques avec l’entrée en vigueur de l’EN1998. Il a pour but d’aider les ingénieurs et
concepteurs à dimensionner les ouvrages d’art pour le séisme, en appliquant les règlements en
vigueur. Voici les lignes directrices suivies pour l’écriture :
« Ayant en ma possession l’ensemble des Guides de conception du Sétra dans leurs versions
périmées et provisoires, il m’est apparu que la question essentielle à répondre est la suivante :
que pourrai-je apporter de plus par rapport à l’ensemble des écrits existants ? Pour répondre à
cette question il a fallu dans un premier temps rechercher tous les écrits officiels qui abordent
ce sujet afin de pouvoir les synthétiser de manière à les rendre plus « utilisables » : 4 lignes
directrices ont ainsi guidées mon écriture.
1. Après lecture du guide de l’A.F.P.S.1, on comprend assez facilement qu’il ne fait pas bien la
différence entre les différentes préconisations à prendre en fonction du choix du
comportement retenu (élastique, ductilité limitée, ductile, isolateur/amortisseurs).
L’EN1998-2 § 6 n’est également pas clair sur ce même point. Ainsi, l’une des questions à
laquelle ce guide doit répondre est que le principe des méthodes d’analyses, de
dimensionnement, de vérification et de dispositions constructives doit être une fonction du
type de conception et du fonctionnement réel des sections ; il doit pouvoir être pratique
d’utilisation et donc faire le distinguo entre les différents types de conceptions possibles.
2. Ce guide doit répondre à une autre problématique : celle de l’élément structurel étudié. En
effet, lorsque l’on procède à une vérification au séisme, on procède généralement élément
par élément. En parcourant les écrits de l’A.F.P.S., il m’est apparu qu’une idée à retenir
est le choix du plan qu’ils ont choisi. En effet, ils ont détaillé chaque élément d’un pont
1 Association Française du Génie Parasismique
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(fondation, pile, tablier, zones de liaisons etc…) afin d’expliciter les règles en vigueur dans
chaque cas.
3. On peut également voir dans tous les guides de conception établis par le Sétra et par
l’A.F.P.S. ont des « plans » sensiblement identiques : par exemple « Dispositions relatives
aux armatures – pourcentages mini et max – continuité – ancrage des armatures
d’extrémité… ». Ainsi pour faciliter la lecture des futurs utilisateurs passant des anciens
règlements aux nouveaux, il est plus commode de garder la même trame afin qu’ils
puissent également garder la même logique.
4. Pour finir, il m’est apparu que certaines règles énoncées provenaient de différents
règlements et que d’autres n’étaient que des recommandations sans pour autant que cela
soit précisé. Ainsi pour faciliter la vérification de ce qui est écrit dans le guide, il faut
référencer toutes les règles énoncées en précisant ses origines : on peut ainsi se référer
rapidement aux Eurocodes et ainsi voir quelles règles relèvent du domaine obligatoire ou
recommandé ; gain d’armature dans certains cas car certaines recommandations sont plus
pénalisantes que les obligations comme par exemple : concernant les recouvrements «
l'Eurocode n'impose rien en dehors des zones de rotules plastiques, de même que dans les
sections critiques pour la ductilité limitée, alors que l'ancien guide Sétra/SNCF "Ponts
courants en zone sismique" recommandait de majorer de 30% toutes les longueurs, y
compris dans les zones peu sollicitées par l'action sismique ».
Ce guide devra corriger l’ensemble des erreurs relevées dans la dernière version provisoire de
janvier 2010 du Guide de conception du Sétra. En effet, au cours de mon étude, j’ai relevé des
erreurs plus ou moins importantes telles que :
o Les formules de Mononobé-Okabé (§ 4.5.6 du guide provisoire)
o La formule du déplacement (§ 4.4.4.3.2.1 du guide provisoire)
o La formule du coefficient sismique vertical (§ 4.5.6 du guide provisoire)
o La valeur du coefficient relatif aux matériaux dans les zones hors rotules plastiques (§
5.1.1.1, § 5.1.1.3.2.2, § 5.1.1.4 du guide provisoire)
o La formule du coefficient sismique horizontal (§ 5.1.3.3 du guide provisoire)
o …
Pour finir, ce guide présentera quelques méthodes de calculs issues et établies lors de mon
P.F.E. pour faciliter quelques vérifications telles que :
- Un passage informatisé pour la vérification d’une culée avec la poussée des terres
calculée avec la formule de Mononobé-Okabé
- Une méthode générale pour effectuer une vérification au séisme d’un pont avec deux
exemples (énumération des lignes directrices)
- Des précisions sur les combinaisons d’actions à prendre pour le trafic ferroviaire
- Une méthode de calcul pour vérifier les niveaux de déformations
- …»
Guide de conception
Kévin Wegrich Ingérop Conseil & Ingénierie Page 21
1.1.2. Restriction et domaine d’emploi de ce guide
En conclusion, ce guide pour les ouvrages d’art courants répond aux problématiques
suivantes :
o Choix de la conception retenue
o Eléments structurels étudiés
o Trame des anciens règlements pour les personnes « habituées »
o Référencier toutes les règles pour une vérification plus simple
o Donner des méthodes de calculs
o Corriger les fautes des anciens guides
o Lister les dispositions constructives en fonction des éléments et de la méthode utilisée
Se limitant aux ponts courants2 et basé sur les études faites au cours du P.F.E., ce présent
guide est restreint au domaine suivant :
- Analyse Monomodale
- Comportement à ductilité limitée, ductile, basé sur l’emploi d’isolateur (exclusivement
des appareils d’appui en élastomère fretté à faible amortissement les plus couramment
utilisés)
- Fondations superficielles (et non profonde mais dispositions constructives pour les
pieux)
- Culées/pile classique (pas les ponts-cadres EN1998-2 § 6.7.4 et mur de soutènement
EN1998-2 § 6.7.5)
Néanmoins, dans la majorité des cas non traités en détail, ce guide renvoie aux sections
adéquates des Eurocodes.
2 Ponts dont la définition se trouve dans le « Guide du Projeteur Ouvrage d’Art – Ponts Courants » établi
par le Sétra
Guide de conception
Kévin Wegrich Ingérop Conseil & Ingénierie Page 22
1.2. Présentation générale de la sismicité des ouvrages d’art
L'application des règles du présent guide permet, conformément aux prescriptions de
l’Eurocode 8-2, d’éviter l’effondrement de la structure sous l’effet d’une action sismique dont
l’intensité avoisine l’action sismique réglementaire. Après l’occurrence d’une telle action
sismique, le pont doit maintenir son intégrité structurale et une résistance résiduelle adéquate,
de manière à pouvoir utiliser ce dernier dans des conditions de circulation d’urgence et à
pouvoir le réparer facilement.
Il est donc admis que les structures peuvent subir des déformations dans le domaine post-
élastique entraînant des détériorations potentiellement importantes (fissurations, plastifications
locales...) et que certains équipements de l’ouvrage (joints de chaussées, appareils d’appui,
barrières de protection, ...) puissent être endommagés. En pratique, seule la plastification en
flexion de sections spécifiques (appelées rotules plastiques) et localisées dans les piles est
permise. Le tablier doit quant à lui être conçu de manière à rester dans le domaine élastique et
à éviter tout dommage autre que dans les éléments secondaires.
Les exigences de bases définies par l’Eurocode 8-2 s’énoncent ainsi selon les termes suivants :
« La démarche de dimensionnement est basée, en ce qui concerne la résistance sismique des
ponts, sur l’exigence générale d’après laquelle les communications d’urgences doivent être
maintenues, avec une fiabilité appropriée, après l’événement sismique de calcul. »
Ce principe se traduit par des exigences de non-effondrement, de fonctionnalité d’urgence et de
réparabilité vis-à-vis de l’évènement sismique ultime "état-limite de dommages significatifs" et
par une exigence de minimisation des dommages vis-à-vis d’un évènement sismique dit de
service "état-limite de limitation des dommages" (dommages mineurs limités aux éléments
secondaires et aux parties de ponts destinées à contribuer à la dissipation d’énergie, toute autre
partie demeurant intacte). En pratique cette deuxième exigence de minimisation des dommages
(état-limite de service), est implicite et supposée couverte par l’exigence de non-effondrement
sous séisme ultime. Néanmoins pour certains ouvrages particulièrement stratégiques ou
présentant une certaine valeur patrimoniale, le maître d’ouvrage peut souhaiter que ceux-ci
demeurent intacts et immédiatement circulables après séisme, ce qui engendre des exigences
particulières pour la conception des zones d’about de l’ouvrage. De plus, l’attention est attirée
sur le fait que le niveau de service après séisme sera meilleur si l’ouvrage a été calculé dans le
domaine élastique.
Afin de répondre à ces exigences de base, l’Eurocode 8-2 ouvre la porte à trois types de
conceptions qui impliquent des méthodes d’analyses différentes, mais également des
conséquences variables en termes de performance et de niveau d’endommagement sismique.
Il s’agit respectivement des conceptions dites :
- Elastique / ductilité limitée - ductile - basée sur le principe d’isolation sismique et d’amortisseurs
De coûts sensiblement différents, ces trois types de conception conduisent aussi à des
comportements sous séisme bien distincts et il appartient donc au maître d'ouvrage, en fonction
du contexte (sismicité, valeur attribuée à l’ouvrage, aspects stratégiques, organisation des
secours) de se prononcer en faveur de l'une ou de l'autre.
Guide de conception
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Dans une première approche, pour le choix de l’analyse à prendre en compte, on peut citer
quelques règles très simples telles que :
Le premier type de comportement, dit élastique, permet de dimensionner la structure de telle sorte à ce que l’ensemble des matériaux restent dans leur domaine élastique linéaire de comportement sous l’effet de l’action sismique de référence. L’Eurocode 8-2 étend cette définition en décrivant un comportement à « ductilité limitée » permettant une faible incursion dans le domaine plastique borné par . Ce type de comportement est particulièrement adapté dans les zones de faible sismicité (dans le cas des zones à sismicité modérée ou fort ce type de conception s’avère très coûteuse et amène à surdimensionner la structure). Il se trouve que l’utilisation du comportement élastique peut devenir obligatoire dans le cas d’ouvrages stratégiques (hôpitaux, centres de secours, centre de télécommunication, aéroports etc…).
Le deuxième type de comportement, dit à ductilité ( , permet de dimensionner la structure de telle sorte que les matériaux soient autorisés à des incursions répétées dans leur domaine non linéaire (postélastique ou plastique). Ces incursions permettent de dissiper une grande quantité de l’énergie sismique et ainsi de réduire et écrêter non seulement les efforts mais également le coût de la construction. Ce type de comportement est particulièrement adapté dans les zones de sismicité moyenne ou forte.
Le dernier type de comportement, basé sur le principe d’isolation sismique et d’amortisseurs, combine les avantages des deux solutions précédentes : la quasi-totalité de l'énergie du tremblement de terre est filtrée par les isolateurs ou absorbée dans des appareils mécaniques externes à la structure jouant la fonction d’amortisseurs tandis que les éléments structurels de l'ouvrage ne subissent en théorie aucun dégât et les matériaux restent dans leur domaine élastique de comportement. Ce type de comportement est à utiliser dans les zones de sismicité élevée et aux ouvrages spéciaux.
Le tableau ci-après (voir Figure 1-1) récapitule les domaines d’emploi des trois types de conception parasismique détaillés précédemment, évoquant sommairement les méthodes d’analyses, de dispositions constructives ainsi que les aspects relatifs aux contraintes de maintenances et comportements en cas de séisme.
Figure 1-1 : Tableau récapitulatif des types de conceptions parasismiques
Guide de conception
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1.3. Démarche générale d’une vérification d’un pont courant au
séisme
De manière générale, une vérification d’un ouvrage au séisme se présente dans les grandes
lignes de la manière suivante :
Définir la géométrie et les charges de l’ouvrage
- Biais du tablier, Coffrage des éléments…
- Type de chargement (cyclique, température, retrait, trafic etc…)
Définir le mouvement sismique
- Masse, raideur, liaisons tablier/ (pile ; culée), sismicité de la zone…
- Dispositions obligatoires (cahier des charges, fonctionnalité de l’ouvrage
etc…)
Choix du type d’analyse
- Fonction de la ductilité à avoir
- Fonction de la zone de sismicité
- Fonction de l’importance de l’ouvrage
- …
Calcul des sollicitations sismiques
- Modélisation
Appareils d’appui
Culées/pile/fondation
Interaction sol/structure
- Combinaisons d’actions
Vérification des différents éléments de l’ouvrage
- Niveau de contrainte
- Niveau de déformation
- Niveau de ductilité
Vérification des dispositions constructives
Afin de compléter cette démarche générale, le paragraphe 0 décrit de manière plus détaillée la
démarche à adopter pour effectuer une vérification totale au séisme sur deux types d’ouvrages
courants :
- Conception élastique, Tablier hyperstatique reposant intégralement sur ses appuis via
des appareils d’appui en élastomère fretté à faible amortissement (1er Cas)
- Conception ductile, Tablier hyperstatique encastré au niveau des piles et reposant sur
des appareils d’appui en élastomère fretté au niveau des culées (2ème Cas)
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Kévin Wegrich Ingérop Conseil & Ingénierie Page 25
2. Paramètres des actions sismiques
Concernant les hypothèses sismiques à prendre en compte pour l’analyse de l’ouvrage,
l’ensemble des textes suivants doit être pris en compte :
- Les Eurocodes
- Le décret n°2010-1255 du 22 octobre 2010 portant sur la délimitation des zones de
sismicité du territoire français
- L’arrêté du 26 octobre 2011 relatif à la classification et aux règles de construction
parasismique applicables aux ponts de la classe dite « à risque normal »
2.1. Généralités sur le comportement sismique
Etape importante pour comprendre le principe d’une vérification d’un ouvrage au séisme, ce
paragraphe explique les origines de l’introduction du coefficient de comportement (base de
l’Eurocode 8), la notion de ductilité indispensable à maitriser ainsi que l’influence des différents
paramètres sur le comportement d’un pont sous séisme. Ce paragraphe se basera totalement
sur les écrits du nouveau Guide de conception du Sétra « Ponts en zone sismique » dans sa
version provisoire de Janvier 2010.
2.1.1. Notion de ductilité et coefficient de comportement
2.1.1.1. Comportement élastique/Comportement ductile
Le calcul spectral précédemment décrit, suppose un comportement linéaire et élastique de la
structure. Toutefois, dans de nombreux cas et notamment pour des ouvrages comportant une
ou plusieurs piles fixes et soumis à des séismes de moyenne ou forte intensité, il n'est pas
réaliste de considérer que le comportement de la structure reste dans le domaine élastique.
La détermination de la réponse d'un système non linéaire par un calcul pas à pas donne alors
une meilleure description du comportement de l'ouvrage mais la complexité d'une telle analyse,
par rapport à une analyse spectrale d'un système linéaire, ne se justifie que pour les ouvrages
irréguliers ou exceptionnels.
Dans les cas où il est admis un comportement inélastique de la structure, il est couramment
accepté que les déformations réelles (avec comportement non linéaire) sont sensiblement
égales à celles calculées sur un modèle linéaire correspondant à l'état initial. Les efforts réels
se trouvent alors écrêtés par la formation de "rotules plastiques" dans la structure. Le calcul dit
"pseudo-élastique" est donc mené en supposant la structure élastique, et la prise en compte
des zones plastifiées se fait par l'introduction d'un coefficient de comportement venant réduire
les efforts calculés. Notons néanmoins que l’Eurocode 8-2 impose dans ce cas de baser
l’analyse sur le calcul des raideurs fissurées des sections les plus sollicitées.
La légitimité de cette méthode est issue de bases théoriques et expérimentales trop souvent
méconnues. C'est la raison pour laquelle il est rappelé ci-après la démarche qui conduit à
l'introduction du coefficient de comportement.
Guide de conception
Kévin Wegrich Ingérop Conseil & Ingénierie Page 26
2.1.1.2. Méthode du coefficient de comportement
2.1.1.2.1. Modèle de fonctionnement non-linéaire d’une pile de pont sous chargement
statique
Considérons à titre d'exemple une pile de pont de section constante sur laquelle repose un
tablier par l'intermédiaire d'un appareil d'appui fixe ne transmettant pas les moments. Le poids
de la pile est supposé négligeable devant celui du tablier. Par suite, les forces d'inertie induites
par le poids ne s'appliquent qu'au sommet de la pile (voir la Figure 2-1). Le moment est
maximal en pied de pile; c'est là que se développera une éventuelle rotule plastique.
Figure 2-1 : Modèle d'une pile de pont sous chargement statique
Afin de comprendre le fonctionnement d'une pile de pont, le comportement local d'une section
est étudié en première étape et il en est déduit le comportement global de la pile.
2.1.1.2.2. Comportement idéalisé d’une section de pile
La courbe (en trait fin) de la Figure 2-2 représente la loi moment-courbure d'une section en
béton armé qui est utilisée pour caractériser le comportement réel (élastique puis plastique) de
la section. Cette loi de comportement peut être simplifiée par la loi élasto-plastique parfaite
(courbe en trait foncé), qui est constituée de deux parties:
- la partie élastique linéaire avant la première plastification des aciers,
- le plateau ayant pour ordonnée le moment ultime de la section.
Remarque : Dans cette loi élasto-plastique « parfaite » (bi-linéaire), il n'est pas tenu compte de
l’infléchissement de la courbe lié à la fissuration du béton qui intervient avant la
première plastification des aciers.
Cette courbe n'est que très relativement représentative car elle a été établie dans le cas d'un
chargement horizontal monotone et sous l'effet d'un effort normal constant (par exemple la
descente de charge sous charges permanentes, hors séisme). Dans le cas d'un séisme, l'effort
Guide de conception
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normal varie (du fait du séisme vertical, de l'effet portique dans le cas de fûts liés par un
chevêtre en tête et une semelle en pied, etc..) et la charge horizontale est cyclique.
Figure 2-2 : Comportement en flexion d'une section
A partir de la courbe décrivant la loi de comportement idéalisé d'une section, il est défini l'appel
de ductilité locale (ou demande de ductilité locale) en courbure de la section par le ratio :
Avec :
la courbure atteinte pendant le chargement
la courbure limite élastique du modèle élasto-plastique parfait calculée par la formule
classique de la Résistance des Matériaux ⁄
Cette ductilité locale en courbure peut se décliner en ductilité globale en déplacement :
…ou en rotation à la corde :
Avec :
la rotation atteinte par l'articulation pendant le chargement
la rotation limite élastique :
∫
(voir la Figure 2-3)
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Figure 2-3 : Rotation de l'articulation
Certains codes de calcul étrangers précisent que le moment d'inertie I est l'inertie sécante dont
la définition n'est pas unique dans la littérature (par exemple conservation des aires).
L’approche proposée par l’EN1998-2 § Annexe C consiste à évaluer l’inertie fissurée à l’aide
d’une formule simplifiée faisant intervenir le moment résistant ultime des sections ductiles.
Cette approche nécessite en pratique de connaître les quantités d’aciers longitudinaux présents
dans ces sections et requiert donc quelques itérations en vue de prédimensionner ces aciers
Les calculs relatifs à cette évaluation des inerties fissurées font l’objet du paragraphe 2.4.2.2.2
du présent guide. La capacité de ductilité en courbure d'une section est dictée par les
dispositions constructives mises en œuvre :
- quantité d'aciers longitudinaux,
- quantité d'aciers transversaux et leur disposition,
- géométrie de la section,
- caractéristiques mécaniques des matériaux.
La disposition la plus importante pour fournir de la ductilité en courbure est la densité des
armatures transversales. En effet, elles confinent le béton, ce qui signifie qu'elles empêchent
celui-ci de se désintégrer sous des chargements cycliques alternés et lui donnent une plus
grande capacité de déformation. Puis elles se substituent au béton endommagé pour maintenir
les armatures longitudinales et prévenir leur flambement.
Une capacité de ductilité en courbure maximale ne dépend pas, ou tout au moins peu, de
l'échelle du problème. En effet, cette valeur reste inchangée si la section et les aciers sont
multipliés par une même constante. Il s'agit d'un paramètre adimensionnel.
Dans la plupart des cas, où la prise en compte des non-linéarités est introduite par le biais d’un
coefficient de comportement , l'EN1998-2 ne requiert pas explicitement que l'on vérifie
l'adéquation entre l'appel de ductilité et la capacité de ductilité. Cela est en fait caché dans une
limitation de la réduction des efforts de dimensionnement et dans la mise en place de
dispositions constructives particulières comme expliqué au paragraphe 3.1.8.
Guide de conception
Kévin Wegrich Ingérop Conseil & Ingénierie Page 29
2.1.1.2.3. Comportement idéalisé de la pile
Il est constaté expérimentalement que les rotules plastiques se développent sur une certaine
longueur Lp. Sur cette longueur, la courbure plastique est uniforme et égale à la différence entre
et . Compte tenu du comportement élasto-plastique parfait de la section, le diagramme
des courbures dans la pile est le suivant :
Figure 2-4 : Diagramme idéalisé des courbures dans le cas d'une pile de section constante plastifiant en pied
Figure 2-5 : Diagramme force-déplacement sous chargement monotone
Comme la loi Moment-Courbure, la loi Force-Déplacement peut être représentée par un
comportement élasto-plastique parfait (voir la Figure 2-4) et le déplacement en tête peut être
séparé en deux termes, un déplacement élastique et un déplacement plastique :
…selon le schéma de la Figure 2-6
Guide de conception
Kévin Wegrich Ingérop Conseil & Ingénierie Page 30
Figure 2-6 : Déformée de la pile de pont
La courbe Force-Déplacement caractérise le comportement global de la pile. De manière
analogue à ce qui a été fait au niveau de la section, l'appel de ductilité globale en déplacement
dans la pile se définit à partir de cette courbe et est caractérisé par le ratio :
Avec :
le déplacement atteint pendant le chargement
le déplacement élastique dont la relation avec la courbure élastique est donnée par la
formule : ( ) ⁄
En supposant l'axe de rotation à mi-hauteur de la rotule, on obtient le déplacement plastique à
partir de la rotation plastique (calculée en supposant la courbure constante sur toute la
longueur de la rotule plastique Lp), de la hauteur de pile et de la longueur de rotule plastique
Lp :
( )
Avec
(
)
D’où :
(
) ( )
Et :
(
) ( )
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En posant
Les équations précédentes permettent alors d'obtenir aisément le lien entre ductilité globale et
ductilité locale :
(
) ( et
(
)
Remarque : Il faut garder à l'esprit que cette relation entre les ductilités est valable uniquement
sous les hypothèses de pile encastrée en pied et libre en tête, et de masse
négligeable. Lorsqu'une partie considérable du déplacement du tablier est due à la
déformation d'autres éléments qui restent élastiques (appareils d’appui en
élastomère, déformation propre du tablier ou souplesse des fondations par
exemple), après formation de la rotule plastique, le coefficient de ductilité en
courbure requis est donné par l'expression de l’EN1998-2 § Annexe B :
(
avec :
déplacement total du tablier,
déplacement dû à la déformation de la pile seule
D'après l'EN1998-2, la valeur du rapport
est influencée par plusieurs paramètres
(l'allongement et le glissement de l'armature dans la zone adjacente, la fissuration inclinée due
à l'interaction cisaillement flexion, etc.). Ce rapport est donc affecté d'une grande incertitude.
Il apparaît donc que pour pouvoir calculer la ductilité limite ou maximale de la pile à partir de
celle de la section, il faut connaître la longueur de la rotule plastique Lp. Cette longueur est celle
sur laquelle la courbure des sections de la région plastifiée peut être considérée constante
et égale à :
Avec :
le diamètre des armatures longitudinales ; en m
la limite élastique des armatures longitudinales ; en MPa
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2.1.1.2.4. Comportement élasto-plastique "parfait " d'une pile de pont sous
chargement sismique
Il a été vu qu'il était possible de modéliser de façon approchée le diagramme force-déplacement
d'une pile de pont sous chargement statique par un diagramme élasto-plastique parfait. Malgré
la complexité du chargement sismique et la variation de l'effort normal, le comportement d'une
pile peut être étudié qualitativement en l'assimilant à un oscillateur simple. L'oscillateur
comporte donc une masse en tête et une raideur modélisée par une courbe élasto-plastique
parfaite.
L'oscillateur élasto-plastique parfait a été étudié sous chargement sismique dans les années
60-70 notamment par Newmark. Ce dernier a pu établir une estimation du déplacement
maximal de l'oscillateur inélastique en fonction :
- de sa période d'oscillations libres (oscillateur restant dans le domaine élastique)
- du déplacement maximal de l'oscillateur indéfiniment élastique de même période
Les résultats principaux sont les suivants :
Pour des structures souples (typiquement sur la branche descendante du spectre de
réponse élastique en accélération), les déplacements maximaux, , des oscillateurs
élastique et inélastique sont très voisins. Cette propriété porte le nom d’"iso-
déplacement" (voir la Figure 2-7). Elle s'explique physiquement par la plastification de la
structure qui assouplit une structure déjà souple, dans une zone où le spectre en
déplacement augmente lentement voire pas du tout. Le surcroît de déplacement dû à
l'assouplissement est en outre compensé par une diminution de déplacement induite par
l'augmentation de l'amortissement hystérétique.
Pour des structures un peu moins souples (typiquement au voisinage du plateau du
spectre élastique en accélération), l'aire sous la courbe force-déplacement, autrement
dit l'énergie de déformation, est identique pour les oscillateurs purement élastiques et
élasto-plastiques. Cette propriété est appelée "iso-énergie" (voir la Figure 2-7).
Pour des structures très raides, les déformations élastiques sont très faibles et les
déformations inélastiques deviennent extrêmement importantes dès que la force
d'inertie atteint le palier plastique. En effet, à l'échelle des temps de réponse (très petits)
de ces oscillateurs, les impulsions sismiques paraissent très longues. Si lors du séisme,
l'oscillateur commence à plastifier, l'incursion sur le palier plastique sera très longue (à
l'échelle de la structure) avant que la sollicitation ne s'inverse. La demande de ductilité
sera donc très importante, souvent beaucoup plus grande que ce que les structures
classiques peuvent supporter. Dans ces cas, on choisit , et sensiblement
identiques. L'accélération maximale de l'oscillateur est alors voisine de celle du sol. Ce
domaine de fonctionnement porte le nom d’"iso-accélération" et est généralement à
éviter. Pour des structures raides, la réponse de l'oscillateur se trouve entre les deux
cas précédemment cités et par simplification, ce cas intermédiaire peut être considéré
comme une structure très raide.
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Pour ces trois domaines de fonctionnement, il est possible d'établir des relations entre le ratio
, rapport de la valeur maximale de l'effort de l'oscillateur élastique sur sa limite
élastique , et la demande de ductilité en déplacement , ainsi qu'entre le ratio ⁄ , rapport
de la valeur maximale du déplacement de l'oscillateur élastique sur celui de l'oscillateur élasto-
plastique, et .
Figure 2-7 : Propriétés d'iso-déplacement et d'iso-énergie
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2.1.2. Influence des différents paramètres sur le comportement d’un pont sous
séisme
La réponse d'un ouvrage sous l'effet d'un séisme donné est fonction de sa masse, de sa rigidité
et de sa capacité à amortir les déplacements.
2.1.2.1. Augmentation de la période
En première approximation, le système tablier-appui peut être considéré comme un oscillateur
simple caractérisé par sa masse , sa rigidité . On en déduit à partir d'un système à un seul
degré de liberté, sa période de vibration :
√
Lorsque la réponse du système est régie par la branche hyperbolique du spectre élastique,
l'accélération maximale de l'oscillateur y est égale à :
√
Avec :
est une constante dépendant du type de site.
D'où la force inertielle induite par le séisme :
√
L'effort sismique peut donc être diminué par l'adoption d'un système plus souple ( plus faible)
et plus léger ( plus faible).
L'augmentation de période s'obtient en diminuant le nombre d'appuis fixes ou en introduisant
entre le tablier et ses appuis des appareils d'appui souples (élastomère fretté par exemple) (voir
la Figure 2-8). Ces dispositions permettent d'augmenter la période fondamentale de la structure
en la ramenant en dehors de la gamme de la période dominante des mouvements du sol
susceptibles de se produire pendant le séisme.
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Figure 2-8 : Influence de la souplesse sut la réponse de l'ouvrage ( )
Cependant cette technique mérite quelques précautions :
la réduction des sollicitations est accompagnée d'une augmentation des déplacements
" " qui risque de mettre en péril certains éléments (effets du second ordre sur les piles,
zones d'about du tablier,…) et de ne plus satisfaire les critères d'exploitation de
l'ouvrage
l'augmentation de la période pourrait induire des efforts plus défavorables pour un
certain nombre de sites où la période dominante du spectre est relativement élevée (site
avec des sols de couverture de forte épaisseur et de qualité médiocre)
2.1.2.2. Augmentation de l’amortissement
Les problèmes posés par les déplacements horizontaux importants (comme dans le cas
précédant de l'augmentation de la période par exemple) peuvent être résolu par l'augmentation
de l'amortissement. Toutefois, il est à noter que cette technique peut être onéreuse et nécessite
de l'entretien. De plus, elle nécessite souvent des calculs dynamiques temporels complexes.
Elle est donc en général à réserver aux ouvrages non-courants de grandes dimensions et/ou
situés dans des régions particulièrement exposées.
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2.2. Hypothèses pour l’analyse sismique
2.2.1. Classe de l’ouvrage et niveau d’accélération nominale
Déterminer le niveau de sismicité en fonction de la localisation de l’ouvrage
Décret du 22 Octobre 2010
Remarque : l’Article 3 de l’arrêté du 26 Octobre 2011, précise que les ponts en zone de
sismicité très faible ne sont pas soumis à l’application des règles parasismiques
définies à l’Article 4 de l’arrêté du 26 Octobre 2011.
Selon l’EN1998-2 § 2.3.7 (1 + A.N.), pour les zones à sismicité faible, des critères de calculs
simplifiés peuvent être utilisés à savoir :
« Les ponts de catégorie d’importance I et II, pour lesquels la surface utile de la brèche est
inférieure à ou pour lesquels la valeur de n’excède pas , peuvent être
calculés à l’aide d’une méthode statique équivalente avec une accélération horizontale uniforme
égale à . De plus, il conviendra d’appliquer les dispositions constructives relatives à la
ductilité limitée. »
Déterminer la classe du pont
Article 2 + 3 de l’arrêté du 26 Octobre 2011
+
Implication du maitre d’Ouvrage
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Déterminer l’accélération horizontale de calcul, (m/s²)
Article 4 de l’arrêté du 26 Octobre 2011
Avec :
l’accélération maximale de référence au niveau d’un sol de type rocheux
coefficient d’importance dépendant de la classe du pont
Catégorie d'importance de pont
Coefficient d'importance γI
II 1
III 1.2
IV 1.4
Tableau 2-1 : Coefficient d'importance
Zone de sismicité Agr (m/s²)
2 (faible) 0.7
3 (modérée) 1.1
4 (moyenne) 1.6
5 (forte) 3
Tableau 2-2 : Accélération maximale de référence
Remarque : l’Article 3 de l’arrêté du 26 Octobre 2011, précise que les ponts de catégorie
d’importance I ne sont pas soumis à l’application des règles parasismiques définies
à l’Article 4 de l’arrêté du 26 Octobre 2011.
Dans le cas d’un ouvrage dont la période de construction dépasse 2 ans, il est
conseillé de prendre en compte un séisme de service conformément à l’EN1998-2 §
Annexe A.
Déterminer l’accélération verticale de calcul, (m/s²)
Article 4 de l’arrêté du 26 Octobre 2011
Zone de sismicité avg/ag TB TC TD
2 (faible) à 4 (moyenne) 0.9 0.03 0.2 2.5
5 (forte) 0.8 0.15 0.4 2
Tableau 2-3 : Accélération verticale de calcul
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2.2.2. Caractérisation du site
Déterminer la classe de sol
L’identification des classes de sol se fait conformément à l’EN1998-1 § 3.1.2.
Déterminer le paramètre de sol, S
Article 4 de l’arrêté du 26 Octobre 2011
Classes de sol S (pour les zones de
sismicité 2 à 4) S (pour la zone de
sismicité 5)
A 1 1
B 1.35 1.2
C 1.5 1.15
D 1.6 1.35
E 1.8 1.4
Tableau 2-4 : Paramètre de sol
Déterminer du coefficient topographique
Une majoration de l’action sismique de calcul doit être introduite par le biais d’un coefficient
d’amplification topographique dans le cas des ouvrages implantés sur des sites au relief
particulièrement marqué. Ce coefficient d’amplification topographique peut être évalué selon les
mêmes principes de calcul que ceux utilisés pour la stabilité des pentes (voir l’EN1998-5 §
Annexe A) :
Pour les ouvrages situés sur ou à proximité de pentes (buttes et versants longs), de hauteur
supérieure à 30 m et d’inclinaison supérieure à 15°:
- versants et pentes isolées : pour les sites situés à proximité de la crête ;
- butte dont la largeur en crête est notablement inférieure à la largeur à la base : à
proximité de la crête, si l’angle d’inclinaison moyen de la pente est supérieur à
30°, pour les angles inférieurs ;
- présence d’une couche lâche en surface : la valeur précédemment définie doit être
majorée de 20%. Il est loisible de considérer une croissance linéaire de avec la
hauteur depuis la base du versant (ou de la butte), où est pris égal à 1.
Ce coefficient pondère directement la valeur de l’accélération de calcul.
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2.2.3. Caractéristiques « dynamiques » du sol
Déterminer l’accélération nominale, (m/s²)
Article 5 de l’arrêté du 26 Octobre 2011
Zone de sismicité
Catégories d'importance
II III IV
2 1 1.5 2
3 1.5 2 2.5
4 2.5 3 3.5
5 3.5 4 4.5
Tableau 2-5 : Accélération nominale
Remarque : Pour les ponts classés II ou III, pour lesquels la surface utile de la brèche est
inférieure à 150m² ou pour lesquels la valeur de n’excède pas 1.5m/s²,
l’application des règles définies dans le Guide AFPS 92 pour la protection
parasismique des ponts peut être limitée à celle des mesures constructives
définies par ledit document.
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2.3. Détermination de l’action sismique de calcul
Les spectres de réponse tirent leur origine et leur intérêt de l'assimilation, en première
approximation, du comportement sismique d’un ouvrage à la réponse d'un oscillateur simple à
un degré de liberté. La représentation en spectre de réponse vise à donner accès directement
aux mouvements subis par le centre de gravité de la structure. La représentation graphique
d’un spectre de réponse est construite point par point en faisant varier la fréquence d’un
oscillateur à un degré de liberté et en reportant cette fréquence en abscisse et le maximum
temporel de la réponse à une sollicitation sismique en ordonnée. On obtient ainsi un spectre de
réponse pour un amortissement fixé.
Les spectres de réponse sont très utilisés en ingénierie parasismique car, en première
approximation, les ouvrages simples peuvent être assimilés à un oscillateur à un degré de
liberté dont la fréquence propre et l'amortissement sont à peu près connus. Les mouvements au
centre de gravité peuvent alors être raisonnablement devinés par lecture directe de ces
spectres.
2.3.1. Type de représentation en fonction de la méthode d’analyse employée
2.3.1.1. Généralité sur l’utilisation des spectres
Selon la méthode d’analyse employée, l’action sismique de calcul ne sera pas représentée sous
la même forme. En effet, l’action sismique est fonction de la méthode employée qui se
développe en deux cas :
- Méthode élastique avec l’utilisation de
- Méthode ductile avec l’utilisation de
Pour plus d’informations sur ces méthodes, se rendre au paragraphe 3.
Valeurs de , et à prendre en compte pour l’évaluation des composantes
horizontales et verticales du mouvement sismique
Article 4 de l’arrêté du 26 Octobre 2011
Classes de sol
Pour les zones de sismicité 2 à 4 Pour la zone de sismicité 5
TB TC TD TB TC TD
A 0.03 0.2 2.5 0.15 0.4 2
B 0.05 0.25 2.5 0.15 0.5 2
C 0.06 0.4 2 0.2 0.6 2
D 0.1 0.6 1.5 0.2 0.8 2
E 0.08 0.45 1.25 0.15 0.5 2
Tableau 2-6 : Bornes pour les spectres
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2.3.1.2. Les spectres de réponse horizontale et verticale élastique (q = 1)
Selon l’EN1998-1 § 3.2.2.2, le spectre de réponse élastique ( pour les composantes
horizontales de l’action sismique est défini par les expressions suivantes :
: ( [
( ]
: (
: ( [
]
: ( [
]
Selon l’EN1998-1 § 3.2.2.3, le spectre de réponse élastique ( pour les composantes
verticales de l’action sismique est défini par les expressions suivantes :
: ( [
( ]
: (
: ( [
]
: ( [
]
Avec :
( spectre de réponse élastique de la composante horizontale
( spectre de réponse élastique de la composante verticale
période de vibration d’un système linéaire à un seul degré de liberté
accélération horizontale de calcul
accélération verticale de calcul
limite inf. des périodes correspondant au palier d’accélération spectrale constante
limite sup. des périodes correspondant au palier d’accélération spectrale constante
valeur définissant le début de la branche à déplacement spectral constant
paramètre du sol
coefficient de correction de l’amortissement avec la valeur de référence g = 1 pour 5 %
d’amortissement visqueux, voir l’EN1998-1 § 3.2.2.2 (3)
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Exemples de spectre de réponse horizontal élastique : q = 1 ; zone de sismicité 1à 4 ,
Figure 2-9 : Spectre de réponse horizontal élastique : q = 1 ; zone de sismicité 1à 4 ,
Exemples de spectre de réponse vertical élastique : q = 1 ; zone de sismicité 5 ,
Figure 2-10 : Spectre de réponse vertical élastique : q = 1 ; zone de sismicité 5 ,
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2.3.1.3. Les spectres de calcul (q > 1)
Selon l’EN1998-1 § 3.2.2.5, le spectre de calcul pour l’analyse élastique ( pour les
composantes horizontales de l’action sismique est défini par les expressions suivantes :
: ( [
(
)]
: (
: ( {
[
]
: ( {
[
]
Selon l’EN1998-1 § 3.2.2.5 (5), le spectre de calcul pour l’analyse élastique ( pour les
composantes verticales de l’action sismique est défini par les expressions suivantes :
: ( [
(
)]
: (
: ( {
[
]
: ( {
[
]
Avec :
( spectre de calcul pour l’analyse élastique de la composante horizontale
( spectre de calcul pour l’analyse élastique de la composante verticale
période de vibration d’un système linéaire à un seul degré de liberté
accélération horizontale de calcul
accélération vericale de calcul
limite inf. des périodes correspondant au palier d’accélération spectrale constante
limite sup. des périodes correspondant au palier d’accélération spectrale constante
valeur définissant le début de la branche à déplacement spectral constant
coefficient de comportement
coefficient correspondant à la limite inférieure du spectre de calcul horizontal
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Exemple de spectre de calcul: q = 3 ; zone de sismicité 1à 4 ; classes de sol A à E ,
Figure 2-11 : Spectre de calcul: q = 3 ; zone de sismicité 1à 4 ; classes de sol A à E ,
Exemple de spectre de calcul: q = 3 ; zone de sismicité 5 ; classes de sol A à E ,
Figure 2-12 : Spectre de calcul: q = 3 ; zone de sismicité 5 ; classes de sol A à E ,
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2.3.1.4. Les spectres conseillés
Il faut prendre quelques précautions dans l’utilisation des spectres élastiques et de calculs
présentés ci-dessus. Les hypothèses de calcul développées par la suite ont en général
tendance à surestimer la rigidité de la structure : calcul en section non fissurée, souplesse des
fondations négligée dans le cas des spectres élastiques et calcul en inertie non fissurée et
coefficient de comportement q < 1.5 dans le cas des spectres de calcul. Par conséquence, la
période calculée de l’ouvrage est sous-évaluée. Vis-à-vis des mouvements horizontaux, la
plupart des ponts ont des périodes propres fondamentales dans la branche descendante du
spectre. Les efforts de dimensionnement sont alors surévalués, ce qui place l’ouvrage du côté
de la sécurité.
En revanche, certaines structures très rigides telles que les ponts dont le tablier est bloqué sur
des appuis très courts ont une période fondamentale dans la branche ascendante. C’est aussi
souvent le cas des vibrations verticales des tabliers de ponts. Sous-estimer la période de
vibration de l’ouvrage conduit alors à sous-estimer les efforts.
Pour prévenir l’utilisation erronée (et potentiellement dangereuse) de la branche ascendante du
spectre, il est conseillé d’étendre le plateau horizontal des spectres jusqu’à (à
moins, par exemple, que l’on dispose d’informations fiables sur le sol de fondation). De même
pour les spectres verticaux.
Exemple de spectre de réponse élastique conseillés : q = 1 ; zone de sismicité 1à 4 , ;
classes de sol A à E
Figure 2-13 : Spectre de réponse élastique conseillé : q = 1 ; zone de sismicité 1à 4 , ; classes de sol A à E
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2.3.1.5. Les spectres en déplacement
Selon l’EN1998-1 § 3.2.2.2 (5P), le spectre de réponse élastique en déplacement, ( , doit
être obtenu par transformation directe du spectre de réponse élastique en accélération , ( ,
en utilisant la relation suivante :
( ( [
]
Cette expression est valable pour les périodes ne dépassant pas 4s. Pour les périodes
excédant cette valeur, se rendre à l’EN1998-1 § Annexe A.
Remarque : Selon l’EN1998-1 § 3.2.2.4 (1), sauf dans le cas où des études particulières,
basées sur les informations disponibles, conduiraient à une autre valeur, le
déplacement de calcul au niveau du sol , correspondant à l’accélération de calcul
au niveau du sol, peut être estimé à l’aide de l’expression suivante :
Exemple de spectre de réponse élastique en déplacement : q = 1 ; zone de sismicité 1à 4,
; classes de sol A à E
Figure 2-14 : Spectre de réponse élastique en déplacement : q = 1 ; zone de sismicité 1à 4 , ; classes de sol A à E
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2.4. Paramètre pour les modèles de calculs
Pour analyser le comportement dynamique de l'ouvrage, il faut définir sa masse, sa raideur,
éventuellement la raideur du système de fondation (ou les conditions d'encastrement de la
structure dans le sol) et l'amortissement provenant du comportement viscoélastique des
matériaux et de la structure. Globalement, le niveau de détail de représentation de la géométrie
de l’ouvrage (choix entre éléments filaires, éléments surfaciques de type plaque ou coque, ou
éléments volumiques) répond aux mêmes principes de modélisation que pour la prise en
compte des sollicitations statiques. Il convient en particulier que le modèle et les degrés de
liberté représentent correctement la distribution des raideurs et des masses de façon à ce que
tous les modes de déformation et toutes les forces d’inertie significatives soient mobilisés sous
l’effet des actions sismiques.
Néanmoins, dans le cas d’études sismiques spécifiques, certaines simplifications du modèle
sont en général possibles. Il n’est ainsi généralement pas nécessaire de modéliser la
précontrainte du tablier, ni le phasage de construction, sauf si ces derniers sont de nature à
modifier notablement l’état de sollicitation dans les appuis à l’état de référence permanent
(influence du phasage sur la répartition des descentes de charge entre appuis ou sollicitations
horizontales induites dans les piles par la précontrainte du tablier dans le cas de piles
encastrées par exemples).
Par ailleurs dans le cas des ouvrages réguliers, on pourra considérer schématiquement que la
masse de l’ouvrage est concentrée dans le tablier et la raideur dans le système d'appui
(fondations, appuis et appareils d'appui).
La modélisation de la structure dépend alors beaucoup de la direction d'excitation du séisme
considéré (longitudinale, transversale ou verticale), et des modèles séparés correspondant à
chacune de ces directions peuvent donc être utilisés pour l’analyse :
- Pour le séisme longitudinal, on admettra que le tablier est un bloc rigide indéformable
(sauf dans certains cas particuliers de tabliers de grande longueur, supérieure à 100m,
bloqué longitudinalement sur culée). La structure est alors identique à un oscillateur
simple dont on définit la masse, la raideur et l'amortissement selon la procédure
détaillée ci-après.
- Vis-à-vis du séisme transversal, le tablier se déplacera ou non comme un bloc rigide
suivant son élancement en plan et les raideurs d’appui. Si, comme c’est souhaitable, les
lignes d’appui présentent des souplesses transversales bien réparties le long du tablier,
ce dernier se déformera selon une forme privilégiée, appelée mode fondamental
transversal de vibration. Le calcul des efforts induits par le séisme transversal s’effectue
selon la méthode monomodale. Dans le cas contraire, il est nécessaire de procéder à
une analyse multimodale.
- Pour les mouvements verticaux, l’EN1998-2 § 4.1.7 préconise également d’utiliser la
méthode du mode fondamental et le modèle du tablier flexible (méthode de Rayleigh).
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2.4.1. Masses
Une remarque très importante à prendre en compte concerne l’unité des masses qui peut être
source de nombreuses erreurs. L’assimilation Forces/Masses, courante en statique (car
corrélées par l’accélération de la pesanteur ) se révèle souvent être
une source de confusions et d’erreurs dans les problèmes sismiques où l’accélération n’est pas
une grandeur constante mais une variable essentielle du calcul.
L’unité du système international de la masse est le Kilogramme !!!
2.4.1.1. Masses relatives aux charges permanentes
Selon l’EN1998-2 § 4.1.2 (1P + 3P), pour le dimensionnement, la masse permanente de
l’ouvrage doit être intégrée dans le modèle de calcul avec sa valeur moyenne uniquement (ou
valeur caractéristique).
Dans le cas des modèles de calcul les plus simples (ouvrages courants notamment), pour le
calcul des périodes propres, on ne modélisera que les masses mises en mouvement. Exemple
suivant (voir Figure 2-15) :
Tablier isolé des piles : appareils glissants ou en élastomère fretté
Tablier bloqué sur les piles : (appui fixe, encastrement…)
- négligera la masse des piles
- modes propres de piles seront calculés indépendamment par la méthode de calcul simplifiée décrite au paragraphe 3.3.5
- têtes de piles suivent le mouvement du tablier
- ajouter la moitié de la masse de la pile à la masse du tablier
Figure 2-15 : Modélisation des masses mises en mouvement
Remarque : La masse de la pile (ou plus exactement la moitié de celle-ci) peut entrer ou non
dans le modèle pour une direction d’excitation et pas pour l’autre. Si, par exemple,
le tablier glisse longitudinalement sur une pile et est bloqué transversalement sur
celle-ci, la demi masse de la pile ne sera inclue dans le modèle que pour les
déplacements transversaux du tablier.
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2.4.1.2. Masses relatives aux charges d’exploitations
Selon l’EN1998-2 § 4.1.2 (4P), les valeurs quasi permanentes des actions variables doivent être
prises égales à ( étant la valeur caractéristique de la charge due au traffic
autrement dit sans pondération). La Figure 2-16 présente ces valeurs.
Ponts soumis à un trafic normal et passerelles piétonnes
Ponts soumis à un trafic sévère et pour le système UDL du Modèle 1 (LM1) conforme à l’EN1992-1 (pont chargé sur sa longueur)
- Conformément à l’EN1990 § Annexe 2,
- Ponts-routiers
- Ponts-ferroviaires
Figure 2-16 : Valeurs quasi permanentes des actions variables du trafic à prendre dans la masse excitée
Remarques : Les conditions relatives aux ponts routiers soumis à un trafic sévère peuvent être
considérées comme applicables aux ponts d'autoroutes et autres routes
d'importance nationale. Les conditions relatives aux ponts ferroviaires soumis à un
trafic sévère peuvent être considérées comme applicables aux ponts des liaisons
inter-villes et des lignes à grande vitesse.
Concernant les ponts-ferroviaires, conformément à l’EN1990/A1 § Tableau A.2.3
(4) qui renvoie à l’EN1990/A1 § Tableau A2.5 + A.N. « il n’est nécessaire de
charger qu’une seule voie et le modèle de charge SW/2 peut être ignoré ».
L’EN1991-2 § Tableau 6.1.1. présente les cas de charges à prendre en compte.
Comme pour la masse, le modèle UIC (=LM71) doit être pris en compte ce qui
réduit le nombre de cas à « gr11-gr12-gr13-gr14 ». Parmi ces quatre groupes de
charge, celui qui va être le plus défavorable dans la majorité des cas sera le gr11.
2.4.1.3. Cas d’une pile immergée dans l’eau
Selon l’EN1998-2 § 4.1.2 (5), lorsque les piles sont immergées dans l'eau, faute d'une
évaluation plus précise de l'interaction hydrodynamique, cet effet peut être évalué en prenant
en compte une masse additionnelle d'eau entraînée agissant dans les directions horizontales,
par unité de longueur des piles immergées. L'influence hydrodynamique sur l'action sismique
verticale peut être négligée. Voir l’EN1998-2 § Annexe F, pour calculer cette masse d’eau
entraînée dans les directions horizontales pour les piles immergées.
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2.4.2. Raideurs
Les raideurs (ou inversement les souplesses) des appuis proviennent :
- Du sol et des fondations
- Des appuis proprement dits
- Des appareils d’appui
- Du tablier (à prendre dans certain cas)
On rappelle que pour le sens longitudinal, la raideur totale est la somme des raideurs ; et que
pour un appui donné, la souplesse est la somme des souplesses des éléments de l’appui.
Dans les cas des tabliers relativement longs et souples pour lesquels le modèle de tablier rigide
(voir paragraphe 3.1.5.2.2.1) n’est pas valide, la raideur globale du système (et donc les valeurs
des périodes propres de vibration) dépend également de celle du tablier, notamment sa rigidité
à la flexion d’axe vertical et à la torsion vis-à-vis du séisme transversal ainsi naturellement que
sa rigidité à la flexion d’axe transversal vis-à-vis du séisme vertical.
2.4.2.1. Raideur du tablier
2.4.2.1.1. Rigidité en flexion
Les rigidités en flexion des tabliers en béton précontraint ou armé (flexion transversale ou
verticale) sont prises égales aux rigidités des sections brutes non fissurées (sections de
coffrage).
A noter que vis-à-vis de la flexion transversale, dans le cas des tabliers à ossature mixte (bi-
poutres mixtes en particulier), toute la largeur de la dalle est à prendre en compte,
contrairement à la flexion verticale où seule la largeur de dalle participante est à considérer.
2.4.2.1.2. Rigidité en torsion
Sous chargement sismique, la rigidité en torsion des tabliers en béton est significativement
réduite par rapport à celle du tablier non fissuré, et ce quel que soit le type de comportement
visé (comportement ductile ou à ductilité limitée).
A défaut d’une évaluation plus précise et conformément aux prescriptions de l’EN1998-2 §
2.3.6.1(4) on pourra adopter les valeurs suivantes :
- Profils ouverts et dalles : rigidité de torsion supposée nulle
- Caissons précontraints : rigidité de torsion prise égale à la moitié de la rigidité de torsion
de la section brute non fissurée
- Caissons en béton armé : rigidité de torsion prise égale à 30% de la rigidité de torsions
de la section brute non fissurée
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2.4.2.2. Raideur du piles et culée
2.4.2.2.1. Rigidité élastique
Dans le cas d'un dimensionnement basé sur un comportement idéalement élastique (coefficient
de comportement q strictement égal à 1), la fissuration du béton des piles est censée rester
relativement limitée, on effectue alors les calculs en prenant en compte les raideurs élastiques
avant fissuration (c'est à dire avec les inerties de coffrage).
Selon l’EN1998-2 § 2.3.6.1 (3), dans le cas des ponts en ductilité limitée ( ) la rigidité
en flexion des sections de béton brutes non fissurées peut être utilisée pour la structure entière.
Dans ce cas, l’utilisation dans le calcul des raideurs élastiques conduit à surévaluer la rigidité
globale de la structure en négligeant l’éventuel assouplissement résultant de la fissuration du
béton armé. Cette majoration de la rigidité peut être non sécuritaire lorsque la période associée
se situe sur la branche montante du spectre de réponse. C’est pourquoi nous préconisons dans
ce cas d’utiliser les spectres « conseillés » avec prolongement du plateau jusqu’à l’origine. A
savoir que l’emploi de cette méthode nécessite, dans le cas où , conformément à
l’EN1998-2 § 2.3.6.1 (5), de remultiplier les déplacements calculés, par le rapport de la rigidité
en flexion des appuis supposée dans l'analyse sur la rigidité correspondant au niveau de
contraintes atteint issu de l'analyse (qui peut être évalué à partir de la rigidité sécante à la limite
élastique théorique : voir l’EN1998-2 § Annexe C).
La raideur élastique d’une ligne d’appui est définie par :
∑
Avec :
les raideurs « en série » des parties j (fût ou appareil d'appui) de l’appui i.
Plusieurs cas de figures sont alors à envisager :
Pour un fût de pile (de hauteur , d'inertie et de module instantané )
simplement bloqué en tête, avec un appareil d’appui fixe ou pour une pile constituée
d’un seul fût encastré en tête, pour la direction transversale du séisme si le tablier est
relativement souple en torsion d’axe longitudinal (ce qui est généralement le cas compte
tenu des hypothèses prises sur la rigidité en torsion des tabliers) :
ou
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Pour un appui équipé de appareils d'appui en élastomère de dimensions horizontales
et d’épaisseur , il s'agit de la raideur du fût en série avec la raideur des appareils
d’appui :
∑
Remarque : Le terme multiplicateur 2 doit être pris en compte pour passer au module de
déformation des matériaux à court terme (module instantané)
Pour un fût encastré en tête et en pied, dans l’hypothèse d’un tablier infiniment rigide :
Pour un voile sollicité dans son plan, on tient compte le cas échéant de sa raideur en
cisaillement :
Avec
la section réduite du voile
On pourra considérer que cette raideur est infinie si le tablier repose sur des appareils d’appui
glissants ou en élastomère fretté. Dans ce dernier cas, seule la raideur de l’élastomère
intervient.
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2.4.2.2.2. Rigidité fissurée
Selon l’EN1998-2 § 2.3.6.1 (2), pour les éléments en béton armé des ponts à comportement
ductile, et à défaut d'une méthode d'estimation plus précise, la rigidité de flexion effective à
utiliser dans une analyse linéaire (statique ou dynamique) pour l'action sismique de calcul, peut
être évaluée comme suit :
- pour des piles en béton armé, une valeur calculée sur la base de la rigidité sécante à la
limite élastique théorique ;
- pour des tabliers en béton précontraint ou armé, la rigidité des sections de béton brutes
non fissurées.
Remarque : L'EN1998-2 § Annexe C donne des recommandations pour l'estimation de la
rigidité effective des éléments en béton armé.
Autrement dit, dans le cas d'un dimensionnement basé sur un comportement ductile associé à
l’utilisation d’un coefficient de comportement , la raideur des piles doit être évaluée sur
la base de leur inertie fissurée.
Cette approche s’appuie à la fois sur le principe d’iso-déplacement à la base de la théorie du
coefficient de comportement et sur la bi-linéarisation de la courbe de comportement force-
déplacement, pour laquelle la valeur de l’inertie fissurée est associée à la raideur élastique
équivalente (
) de la partie montante de la courbe telle que définie sur les figures ci-
dessous :
Figure 2-17 : Bi-linéarisation de la courbe force-déplacement et principe d'iso-déplacement
L’approche à partir du calcul en inertie fissurée peut également être utilisée dans le cas d’une
conception basée sur un comportement à ductilité limitée ( ) et permet de réduire
avantageusement les efforts de dimensionnement : en pratique, cette approche conduit à
quelques itérations de calcul. Pour éviter ceci, l’EN1998-2 § 2.3.6.1 (3) permet d’utiliser les
sections de béton brutes non fissurées pour la structure complète (avec le spectre conseillé :
plateau prolongé jusqu’à l’origine). Néanmoins, selon l’EN1998-2 § 2.3.6.1 (5), l'évaluation des
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déplacements doit faire l'objet d'un soin particulier (itérations sur la valeur de la rigidité effective
Keff, prise en compte de la ductilité en déplacement en fonction de la période fondamentale et
du coefficient de comportement utilisé).
Pour le comportement ductile, deux méthodes sont employables :
1ère méthode :
Utiliser les inerties fissurées basées sur les rigidités sécantes (voir l’EN1998-2 § Annexe C) qui
sous-entend implicitement que l’évaluation des caractéristiques mécaniques fissurées des
sections de pile, qui constitue une hypothèse de base de l’analyse dynamique dans le cas d’un
comportement ductile, nécessite de connaître (ou de pré-estimer) le ferraillage des sections
avant même de les avoir dimensionnées.
Ce constat oriente indirectement et implicitement vers des méthodes de prédétermination du
ferraillage par une approche dite « en déplacement direct » telle qu’on peut la trouver dans la
bibliographie américaine et néozélandaise.
L’approche, à l’inverse des méthodes de calcul classique, consiste (voir Figure 2-18) dans un
premier temps à évaluer un niveau de déplacement ultime cible , d’en déduire par lecture du
spectre en déplacement la période équivalente , puis par suite la raideur effective
ultime
, et enfin .
Figure 2-18 : Principe de calcul
Cette démarche suppose de pouvoir évaluer d’une part le niveau de déplacement ultime cible
, et d’autre part le niveau d’amortissement correspondant à l’énergie dissipée par
hystérésis pour le niveau de ductilité en déplacement appelé global dans la structure
.
Concernant le déplacement ultime , on pourra adopter l’expression suivante basée d’une part
sur le coefficient de comportement maximal admis pour l’élément le plus critique (pile ou
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culée) et d’autre part sur un niveau de distorsion structurel maximal évalué à 0,02
(rotation à la corde).
( )
Avec :
calculé à partir de la courbure à la limite élastique évaluée en première approche à :
-
dans le cas d'une pile
encastrée en pied et libre en tête (flexion simple, diagramme de moment triangulaire)
-
dans le cas d'une pile
encastrée en pied et en tête (flexion double, diagramme de moment en "diabolo")
Avec :
pour les sections rectangulaires (voir l’EN1998-2 § Annexe C Equ C.5)
pour les sections circulaires (voir l’EN1998-2 § Annexe C Equ C.6)
Avec :
la déformation limite élastique des armatures ( ) et l’épaisseur effective de la
section
Concernant le niveau d’amortissement équivalent , pour un ouvrage neuf faisant l’objet des
dispositions constructives parasismiques réglementaires imposées par l’EN1998-2, on pourra
appliquer le modèle de Takeda, relativement simple à appliquer et qui fournit des résultats
corrects en terme de précision :
(
√
√ )
La méthode est déclinée sur 2 exemples d’applications théoriques (une première correspondant
à une géométrie d’ouvrage régulière, et une deuxième correspondant à une géométrie
irrégulière) dans le Guide de conception du Sétra « Ponts en zone sismique » dans sa version
provisoire de 2010.
Notas concernant la méthode en déplacement direct :
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L’utilisation de la méthode en déplacement direct conduit à une pré-évaluation du
moment résistant des sections et du ferraillage associé, nécessaires pour estimer la
rigidité fissurée effective des éléments ductiles en béton armé, conformément aux
prescriptions de l’EN1998-2. Dans le cas d’un dimensionnement basé sur l’utilisation du
coefficient de comportement , cette rigidité est le point de départ de l’analyse spectrale
qui aboutit à un dimensionnement plus précis de ces mêmes sections et de leur
ferraillage. En théorie, le calcul nécessiterait donc quelques itérations pour arriver à une
convergence des résultats. En pratique, l’EN1998-2 § 2.3.6.1 (5) + Annexe C3 (3)
stipule qu’une itération n’est à envisager que si le moment résistant requis final calculé
est sensiblement plus élevé que la valeur supposée . Dans le cas contraire
( ), la correction peut ne concerner que les déplacements, par une
multiplication des déplacements calculés par
.
Outre la pré-évaluation du moment résistant à conférer aux éléments ductiles de la
structure, la méthode en déplacement direct présente en plus le double intérêt d’une
part de caler la valeur de coefficient de comportement maximum associée à la limitation
des déformations élasto-plastiques dans les piles (limitées ici forfaitairement à 2% de
leur hauteur) et d’autre part permet d’estimer rapidement l’appel en ductilité dans les
différents appuis et par conséquent la validité du critère d’application de la méthode du
coefficient de comportement .
2ère méthode :
Comme expliqué précédemment, dans le cas d'un dimensionnement basé sur un
comportement ductile associé à l’utilisation d’un coefficient de comportement , la raideur
des piles doit être évaluée sur la base de leur inertie fissurée. Cette approche s’appuie à la fois
sur le principe d’iso-déplacement à la base de la théorie du coefficient de comportement et sur
la bi-linéarisation de la courbe de comportement force-déplacement. Utiliser une raideur basée
sur les inerties fissurées (inertie inférieure à l’inertie brute de coffrage) à la conséquence
suivante :
( ainsi les efforts sismiques sont réduits !!!
Néanmoins et conformément à l’EN1998-2 § 2.3.6.1 (5), dans le cas de la conception à
« ductilité limitée » et afin de simplifier les calculs, il est possible de conserver l'inertie de
coffrage pour les calculs, ce qui a pour conséquence de majorer les efforts. En revanche, les
déplacements obtenus sont à majorer par le rapport de la rigidité en flexion de l'élément utilisé
dans l'analyse et de la valeur de la rigidité en flexion qui correspond au niveau de contraintes
issues de l'analyse sismique.
Cependant, pour une conception ductile, il est possible de garder ce même principe à condition
de réitérer l’opération en se basant à chaque fois (à partir de la 2ème itération) sur la rigidité en
flexion correspondant au niveau de contraintes issues de l’analyse sismique, jusqu’à avoir un
équilibre acceptable de ce rapport (voir paragraphe 3.1.7.2.4).
Remarque : Les efforts sismiques basés sur l’inertie brute de coffrage sont totalement
sécuritaires vis-à-vis du ferraillage qui en résulte MAIS pas économique étant
donné que ce dernier peut être réduit par les itérations successives.
Exemple :
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Considérons le calcul de ferraillage d’une pile de pont bi-encastrée en partant sur l’inertie brute
des sections de béton, voici globalement les étapes à suivre :
Effectuer une analyse sismique monomodale
Déterminer les efforts sismiques
Déterminer le déplacement sismique de calcul
Déterminer les sollicitations sismiques s’appliquant sur la pile
Déterminer les sections d’armatures
Déterminer la rigidité effective
Calculer le rapport de la rigidité en flexion de l'élément utilisé dans l'analyse et de la
valeur de la rigidité en flexion qui correspond au niveau de contraintes issues de
l'analyse sismique
Déterminer le déplacement final en multipliant le déplacement de calcul par le précédent
rapport
Pour optimiser la section :
Partir de la rigidité en flexion qui correspond au niveau de contraintes issues de
l'analyse sismique précédente
Reprendre l’ordre précédent (analyse, force, ferraillage etc. …) jusqu’à avoir un rapport
sensiblement égale à 1
Remarque : Une attention particulière doit être portée sur le déplacement calculé. En effet,
réduire l’inertie a pour « bonne » conséquence de diminuer les efforts mais à
contrario cette réduction a pour « mauvaise » conséquence d’augmenter les
déplacements : attention aux risques de chocs, endommagement des appareils
d’appui, échappement du tablier etc…
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2.4.2.3. Raideur des fondations
Un cas sera abordé dans ce présent guide : le cas des fondations superficielles de type
semelle. Pour les fondations autres que cette dernière, se rendre aux recommandations de
l’EN1998-2 et l’EN1998-5.
Les effets de l’interaction « sol-structure » peuvent être pris en considération en utilisant des
impédances ou des ressorts de sol correctement définis. Conformément à l’EN1998-2 § 5.8.1
(2P), cette interaction doit être évaluée sur les bases des dispositions pertinentes de l’EN1998-
5 § 6. Beaucoup de méthodes d’ingénierie ont recours à des calculs pseudo-statiques, où les
impédances de sol sont déterminées à partir des caractéristiques élastiques du sol à fréquence
nulle (l’amortissement matériel comme radiatif n’est pas non plus considéré). Ces méthodes
présentent l’avantage de pouvoir être mises en œuvre avec les outils classiques utilisés dans
l’analyse statique des ouvrages d’art.
Dans le cas des fondations superficielles telles que les semelles superficielles en ouvrage d’art
courant, on néglige souvent la souplesse de ces dernières : quand la raideur augmente, la
période diminue donc les forces augmentent mais les déplacements sont un peu-sous-évalués.
Néanmoins, pour les semelles superficielles, dans le cas de structures simples à peu de degrés
de liberté et des sols de stratigraphie régulière, l’interaction sol/structure peut être modélisée à
l’aide de raideurs (ressorts K) et d’amortisseurs (amortisseurs C), dont les expressions
calculées à fréquence nulle (pseudo-statique) pour une fondation circulaire équivalente
reposant sur un demi-espace élastique, sont données ci-après :
Figure 2-19 : Raideurs pour des semelles de fondation
Dans tous les cas, il est vivement conseillé de consulter un géotechnicien pour valider
les raideurs des sols utilisées ainsi que le coefficient de sol et tous les paramètres s’y
rapportant !!!
2.4.2.4. Raideur des appareils d’appui
Voir paragraphe 3.3.8
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2.4.3. Amortissement
Selon l'EN 1998-1-1 § 3.2.2.2(3), est le coefficient de correction d'amortissement déterminé
avec les valeurs spécifiées pour l'amortissement à l'EN 1998-2 § 4.1.3(1).
√
( ;
Avec :
(voir l’EN1998-2 § 4.1.3 (1)
Acier soudé 0,02 Acier boulonné 0,04
Béton armé 0,05 Béton précontraint 0,02
Tableau 2-7 : Coefficient d’amortissement visqueux
Remarques : Pour simplifier, on pourra adopter le taux d’amortissement critique le plus faible et
dans le cas de piles en béton armé, on pourra appliquer directement les spectres
sans correction.
Pour un ouvrage dont la souplesse provient entièrement des appareils d'appui en
élastomère fretté à faible amortissement, on adopte un taux d'amortissement
critique de 5%.
Lorsque plusieurs matériaux participent à la souplesse des appuis,
l'amortissement doit être évalué au prorata des énergies de déformation stockées
dans les différents matériaux.
Dans le cas d’une conception ductile, intervient également l’énergie dissipée par hystérésis
(cycles successifs de plastification des matériaux). Cette énergie, correspondant à un
amortissement équivalent généralement compris entre 10 et 18%, est soit :
- implicitement contenue dans la valeur de q dans le cas de la méthode du coefficient de
comportement ;
- directement intégrée par le modèle de calcul dans le cas d’une analyse dynamique
temporelle non linéaire
- à évaluer à part en fonction du niveau de ductilité appelée (voir modèle de Takeda décrit
au paragraphe 2.4.2.2.2) dans le cas de la méthode en poussée progressive de type
push-over.
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2.4.4. Matériau acier
2.4.4.1. Conception en « ductilité limitée »
Selon l’EN1998-2 § 5.2.1 (2), les éléments en béton des ponts à comportement ductile, pour
lesquels aucune rotule plastique ne peut se former (du fait du dimensionnement en capacité),
ainsi que tous les éléments en béton des ponts conçus pour un comportement à ductilité limitée
( ) ou tous les éléments en béton des ponts munis d'une isolation sismique conforme à
l’EN1998-2 § 7, peuvent être armés avec de l'acier de classe B conformément à l’EN1992-1-1
§ Tableau C.4.
Les éléments en acier de tous les ponts doivent être conformes à l’EN1998-1 § 6.2.
2.4.4.2. Conception « ductile »
Selon l’EN1998-2 § 5.2.1 (1), les éléments en béton des ponts à comportement ductile avec
, où des rotules plastiques peuvent se former, doivent être armés avec de l'acier de
classe C conformément à l’EN1992-1-1 § Tableau C.1 (pour les autres sections, armer avec de
l’acier de classe B).
Les éléments en acier de tous les ponts doivent être conformes à l’EN1998-1 § 6.2.
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3. Analyses et vérifications sismiques générales
En analysant les exigences de base décrites précédemment et relatives au risque sismique, on
voit clairement qu’elles apparaissent relativement permissives puisqu’il est question de non-
effondrement, de fonctionnalité d’urgence et de réparabilité. Afin de répondre à ces exigences
de base, l’EN1998-2 § 2.3.2.1 (1P), ouvre la porte à trois types de conceptions qui impliquent
des méthodes d’analyses différentes, mais également des conséquences variables en termes
de performance et de niveau d’endommagement sismique. La Figure 3-1 expose ces trois
conceptions.
Figure 3-1 : Principes de conception parasismique des ponts
De coûts sensiblement différents, ces trois types de conception conduisent aussi à des
comportements sous séisme bien distincts et il appartient donc au maître d'ouvrage, en fonction
du contexte (sismicité, valeur attribuée à l’ouvrage, aspects stratégiques, organisation des
secours) de se prononcer en faveur de l'une ou l'autre.
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3.1. Conception élastique ou à ductilité limitée
3.1.1. Généralités
Le principe de la conception « élastique » repose sur le fait de dimensionner la structure de telle
sorte à ce que tous les matériaux restent dans leur domaine élastique. Ainsi aucune réparation
post-sismique n’est en principe à envisager. Ce type de conception s’avère très avantageuse
dans les zones où l’activité sismique est peu élevée et très cher dans les régions où l’activité
sismique est plus élevée.
La notion de « ductilité limitée », développée à l’EN1998-2 § 2.3.2.3, est un élargissement de la
notion de conception « élastique » étant donné qu’elle permet de prendre en compte une
conception au-delà du comportement « strictement élastique ». Elle permet, par le biais de
l’utilisation d’un coefficient de comportement q maximal de 1,5 (correspondant à l’atteinte de
limites de déformation ELU « classique » des matériaux hors apport des dispositions
parasismiques spécifiques), d’assurer une certaine dissipation d’énergie hystérétique.
3.1.2. Concept
Comme énoncé précédemment, le concept d’une conception en « ductilité limitée » (soit pour
; l’EN1998-2 § Figure 4.1 précise les valeurs maximales en fonction du type
d’éléments ductiles) repose sur la possibilité d’une incursion très limitée dans le domaine post–
élastique des matériaux. L’EN1998-2 § Figure 2.1, illustre ce comportement (voir la Figure 3-2)
en termes de caractéristiques force-déplacement.
Figure 3-2 : Comportement sismique
A noter que les limites de déformation atteignables dans un tel comportement, soit 0 pour
le béton et 0 pour l’acier, correspondent « grosso-modo » aux limites ELU de l’ancien
règlement de B.A.E.L.
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3.1.3. Avantages et inconvénients
Avantages Inconvénients
Structure intacte ou endommagement
post-sismique très faible Calculs relativement simples : calcul
linéaire + spectre élastique + calcul modal + amortissement modal
Absence de dispositions constructives
spécifiques contraignantes pour conception purement élastique
Sollicitations très importantes voire
rédhibitoires en cas de sismicité élevée
Peu économe en coût et quantité de matière en cas de sismicité élevée
Tableau 3-1 : Avantages et inconvénients d'une conception en ductilité limitée
3.1.4. Domaine d’emploi
Le domaine d’emploi d’une conception en « ductilité limitée » s’étend généralement dans les
trois cas suivants :
- Dans les zones de sismicité faible ou modérée
- Pour les ouvrages courants ou particulièrement légers
- Pour les ouvrages à forts enjeux dus à la nécessité de limiter les risques
d’endommagement et à une volonté de maintenir un niveau de fonctionnalité
directement après le séisme (ex : Centrale nucléaire, Pont pour ligne à grande vitesse,
pont dont l’utilisation est primordiale pour les besoins de la sécurité civile, de la défense
nationale ainsi que pour le maintien de l’ordre public)
3.1.5. Méthodes d’analyses pour les actions transmises par le tablier
3.1.5.1. Approche statique forfaitaire
3.1.5.1.1. Domaine d’application
Le domaine d’emploi d’une telle approche s’étend généralement dans les deux cas suivants :
Ouvrages ou parties d’ouvrages supposés non-déformables
Ouvrages parfaitement encastrés et solidaires du sol
Exemple : Ponts-cadre, portique de dimensions modestes, culées (composante inertielle hors
poussées dynamique des terres), semelles de fondation…
3.1.5.1.2. Principe d’application
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Le principe de calcul repose sur la détermination de la force sismique déduite du rapport de la
masse de l’ouvrage à l’accélération de calcul au niveau du sol (hors prise en compte de
l’amplification dynamique). Mathématiquement, ceci se traduit de la minière suivante :
Avec :
masse considérée (voir l’EN1998-2 § 4.1.2 ou paragraphe 2.4.1)
l’accélération horizontale de calcul (voir l’arrêté de 26 Octobre 2011 ou paragraphe 2.2.1)
coefficient de la nature du sol (voir l’arrêté de 26 Octobre 2011 ou paragraphe 0)
Coefficient topographique (voir paragraphe 0)
3.1.5.2. Méthodes du mode fondamental
3.1.5.2.1. Domaine d’application
Dans le cadre de pont courant, la méthode du mode fondamental, décrite à l’EN1998-2 § 4.2.2,
est la méthode la plus couramment utilisée pour déterminer les sollicitations sismiques. Cette
méthode, permet de déterminer les forces statiques équivalentes via les dérivées des forces
d’inertie correspondant au mode fondamental et à la période naturelle de la structure en utilisant
l’ordonnée appropriée du spectre de calcul du site.
Afin d’employer cette méthode, il faut préalablement valider un certain nombre de critères qui
permettent de définir le comportement dynamique de la structure par une approximation
suffisante d’un modèle à un seul degré de liberté dynamique. Ces critères, énoncés à l’EN1998-
2 § 4.2.2.2 (1), sont les suivants :
En direction longitudinale, pour les ponts à peu près rectilignes, le rapport de la masse
des piles sur la masse du tablier doit être inférieur à 1/5
En direction transversale, pour les ponts du cas précédent, la distance entre le centre de
masse et le centre de rigidité doit être inférieure à 5%*L
Pour les piles portant des travées isostatiques, la masse mise en mouvement doit être
supérieure à { }.
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3.1.5.2.2. Principe d’application
3.1.5.2.2.1. Sollicitations sous séisme longitudinal : méthode du tablier rigide
L’EN1998-2 § 4.2.2.3, présente une méthode de calcul basée sur un modèle de tablier rigide
qui consiste à considérer le tablier comme un bloc rigide (oscillateur libre ; voir la Figure 3-3) si
ces déformations horizontales sont négligeables par rapport à celles des appuis. Pour ce qui est
du séisme longitudinal, ceci est généralement le cas dans pour les ponts courants, rectilignes et
à tablier continu.
Figure 3-3 : Méthode du tablier rigide ; pile assimilée à un oscillateur libre
Remarque : On peut également appliquer cette méthode pour la composante de séisme
transversale si le tablier peut être considéré comme un bloc infiniment rigide et
indéformable (cas des tabliers larges et courts)
Force horizontale statique équivalente et déplacement longitudinal
Selon l’EN1998-2 § 4.2.2.3 (2P), les effets sismiques doivent être déterminés en appliquant au
tablier une force horizontale statique équivalente donnée par l’expression suivante :
(
Avec :
est la masse effective totale de la structure, égale à la masse du tablier augmentée de la
masse de la moitié supérieure des piles dans le cas d’un encastrement (voir l’EN1998-2
§ 4.1.2 ou paragraphe 2.4.1)
( est l'accélération spectrale du spectre de dimensionnement (EN 1998-1 § 3.2.2.5) ou du
spectre de réponse élastique (EN 1998-1 § 3.2.2.2) correspondant à la période
fondamentale du pont estimée par (voir paragraphe 2.3.1) :
√
U
M
K ; ξ
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où ∑ est la raideur du système, égale à la somme des raideurs des éléments résistants
(voir l’EN1998-2 § 2.3.6.1)
Note : Dans le calcul de la raideur, deux choix s’offrent pour le choix de l’inertie à prendre en
compte (voir paragraphe 2.4.2.2 notamment) :
- , pour la simplicité des calculs et une majoration sécuritaire des efforts à
associer à un prolongement du palier spectrale jusqu’à l’axe des ordonnée
- , uniquement pour une réévaluation des déplacements à posteriori
(pour )
Selon l’EN1998-1 § 3.2.2.2 (5P), le spectre de réponse élastique en déplacement, ( , peut
être obtenu par transformation directe du spectre de réponse élastique en accélération, ( ,
en utilisant la relation suivante :
( ( [
]
Autrement dit, le déplacement longitudinal du tablier par rapport aux fondations peut être
déterminé de la manière suivante :
( [
]
Remarque : Selon l’EN1998-1 § 3.2.2.4 (5P), le déplacement de calcul au niveau du sol
peut-être estimée à l’aide de l’expression suivante
Répartition des efforts sur chaque appui
La distribution des efforts sur chaque appui se fait au prorata des raideurs. En effet, la méthode
du tablier rigide considère le tablier comme un bloc indéformable ce qui a pour conséquence
que le déplacement de tous les appuis est le même. On peut ainsi déterminer les efforts
sismiques qui s’appliquent en tête d’appui des piles et des culées.
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3.1.5.2.2.2. Sollicitations sous séisme transversal : méthode du tablier flexible
Critère de validité
Selon l’EN1998-2 § 4.2.2.3 (1), dans la direction transversale, le modèle du tablier rigide peut
être employé dans le cas où l’une des conditions suivantes est respectée :
-
-
Avec
est la longueur totale du tablier continu
est la largeur du tablier
et sont respectivement la différence maximale et la moyenne des déplacements
transversaux de toutes les têtes de piles, sous l'action sismique transversale ou
sous l'action d'une charge transversale distribuée de manière similaire.
Si cette condition n’est pas respectée, il faut déterminer les efforts dus au séisme transversal en
utilisant la méthode à tablier flexible (EN1998-2 § 4.2.2.4).
Pour la méthode à tablier flexible, l’EN1998-2 § 4.2.2.3 n’impose pas de critères spécifiques à
valider mais on peut néanmoins se poser les conditions suivantes (recommandations du Sétra)
à vérifier à posteriori :
-
⁄
-
-
Force horizontale statique équivalente et déplacement longitudinal
Selon l’EN1998-2 § 4.2.2.4 (2), faute d'un calcul plus rigoureux, la période fondamentale de la
structure, dans la direction horizontale étudiée, peut être évaluée par la méthode de Rayleigh
(modélisation du tablier par des tronçons de masse , voir la Figure 3-4) utilisant un système
généralisé à un seul degré de liberté dont la période fondamentale du pont est estimée par :
√∑
∑
Avec :
est la masse au i-ème point nodal
est le déplacement dans la direction étudiée, lorsque la structure est soumise aux forces
agissant à tous les points nodaux dans la direction horizontale considérée
est l’accélération de la gravité
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Figure 3-4 : Evaluation du mode de balancement transversal
Selon l’EN1998-2 § 4.2.2.4 (3P), les effets du séisme doivent être déterminés en appliquant à
tous les points nodaux des forces horizontales conformes à la relation suivante :
(
Avec :
est la période du mode fondamental de vibration pour la direction horizontale considérée ;
est la masse concentrée au i-ème point ; représente la masse brute du tablier seul ainsi
que la prise en compte de la moitié supérieure du poids de la culée dans le cas de
blocages transversaux pour le nœud d’extrémité
est le déplacement du i-ème point nodal déterminé approximativement par la forme du
premier mode (il peut être pris égal aux valeurs déterminées ci-dessus)
( est l'accélération spectrale du spectre de dimensionnement (EN 1998-1 § 3.2.2.5) ou du
spectre de réponse élastique (EN 1998-1 § 3.2.2.2) correspondant à la période
fondamentale T du pont
est l'accélération de la gravité.
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Kévin Wegrich Ingérop Conseil & Ingénierie Page 69
3.1.5.2.2.3. Sollicitations sous séisme vertical : méthode du tablier flexible
Selon l’EN1998-2 § 4.1.7 (1), les effets de la composante sismique verticale sur les piles dans
les zones à sismicité modérée peuvent être négligés. Néanmoins, selon l’EN1998-2 § 4.1.7
(3P), les effets de la composante de l’action sismique verticale sur les appareils d’appui et les
attelages doivent être pris en compte dans tous les cas.
Selon l’EN1998-2 § 4.1.6 (12), le coefficient de comportement pour l’analyse dans la direction
verticale doit toujours être pris égal à 1.
Selon l’EN1998-2 § 4.1.7 (4), l’estimation des effets de la composante verticale peut être
effectuée en utilisant la méthode du mode fondamental et le modèle du tablier flexible (méthode
de Rayleigh).
La méthode employée est décrite au paragraphe 3.1.5.2.2.2.
Remarque : ON peut prendre l’hypothèse que le tablier ne décolle pas lors du séisme vertical,
ce qui a pour conséquence d’opter pour un schéma statique comprenant des appuis
simples et glissants (cette hypothèse est à vérifier par la suite).
3.1.5.2.2.4. Prise en compte du biais
Critère de validité
Selon l’EN1998-2 § 4.1.5 (1P), les mouvements en torsion du pont autour d’un axe vertical
doivent être pris en compte dans les cas suivants :
-
-
(recommandations du Sétra : prendre 0.5)
Figure 3-5 : Pont biais
Méthode à appliquer pour la prise en compte du biais pour le séisme longitudinal
Selon l’EN1998-2 § 4.1.5 (3P), lorsque la méthode du Mode Fondamental est utilisée pour le
dimensionnement des ponts biais, le moment de torsion statique équivalent suivant agit autour
de l'axe vertical passant par le centre des masses du tablier (voir Figure 3-6) doit être évalué de
la manière suivante :
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Figure 3-6 : Prise en compte forfaitaire de la torsion en direction longitudinale
Avec
est la force horizontale déterminée conformément à l'expression ( ;
est l'excentricité accidentelle de la masse
est une excentricité additionnelle qui reflète l'effet dynamique de la
vibration simultanée de translation et de torsion
Pour le calcul de et , la dimension ou perpendiculaire à la direction de l'excitation doit
être utilisée.
Méthode à appliquer pour la prise en compte du biais pour le séisme transversal
Selon l’EN1998-2 § 4.2.2.5 (1), lorsqu’on utilise le modèle flexible ou rigide de tablier, les effets
de torsion pour la direction transversale du pont peuvent être évalués en appliquant un moment
de torsion statique , conformément à l’EN1998-2 § 4.1.5 (3P), de la manière suivante :
Avec
est la force horizontale déterminée conformément au { (
∑ ∑
(
est l’excentricité théorique c’est-à-dire la distance entre le centre de raideur des éléments
porteurs et le centre de masse du tablier
(excentricité additionnelle prenant en compte des effets des amplifications
accidentelle et dynamique)
Mt
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3.1.5.3. Méthodes multimodales
Cette approche ne s’applique généralement pas dans le cas des ouvrages courants, c’est pour
cette raison qu’elle n’est pas développée en détail. Seules des informations grossières sont
données ci-dessous.
3.1.5.3.1. Domaine d’application
Composante longitudinale (tablier souple et piles encastrées)
Composante de séisme transversale si tablier souple et ouvrage irrégulier (hauteur de
piles très irrégulières, asymétrie, biais ou courbure prononcée…)
3.1.5.3.2. Principe d’application
Nécessite une approche numérique (logiciels permettant une analyse dynamique
modale)
Combinaison quadratique des réponses modales √
Se reporter à l’EN1998-2 § 7.5.5 pour plus d’informations.
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3.1.6. Méthodes d’analyses pour les actions transmises par la terre
Selon l’EN1998-5 § Annexe E, sous séisme, la poussée dynamique globale, comportant à la
fois les effets statiques et dynamiques de la poussée active des terres et les poussées
statiques et dynamique de l’eau s’exprime sous la forme suivante :
(
Avec :
est la hauteur du mur
est la poussée statique de l'eau
est la pression hydrodynamique
est le poids volumique du sol
est le coefficient de poussée des terres (statique + dynamique)
est le coefficient sismique vertical
Trois cas peuvent se présenter :
Nappe au-dessous du mur
Sol sous nappe imperméable
Sol sous nappe très perméable
Dans la philosophie de la théorie probabiliste, on ne combine pas les effets du séisme avec une
situation accidentelle. Ainsi dans une grande majorité des cas (critère à vérifier), nous
considérons qu’il n’y a pas la présence d’eau au niveau de la culée par exemple (effet
s’annulant de part et d’autre de la culée).
Ainsi :
Globalement les cas suivants peuvent se présenter :
Nappe au-dessous du mur Sol sous nappe imperméable Sol sous nappe très perméable
Tableau 3-2 : Différents cas à prendre en compte pour déterminer les actions transmises par la terre
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La vérification de la stabilité de la culée sous une sollicitation sismique se vérifie en prenant en
compte le modèle de calcul de la Figure 3-7 :
Figure 3-7 : Modèle de calcul pour déterminer la poussée dynamique des terres
Avant d’effectuer le calcul de la stabilité de la culée, il nous faut déterminer l’ensemble des
coefficients suivants :
- Coefficient sismique horizontal et vertical
- Coefficient de poussée des terres : Mononobé-Okabé
Coefficient sismique horizontal et vertical
Selon l’EN1998-5 § 7.3.2.2 (4P), les valeurs des coefficients sismiques horizontaux ( ) et
verticaux ( ) affectant toutes les masses doivent être prises égales aux valeurs ci-dessous :
et
Avec :
est un facteur indiquée dans le l’EN1998-5 § 7.3.2.2 (Tableau 7.1)
est le paramètre de sol (voir Arrêté du 26 octobre 2011)
est le rapport de la valeur de calcul de l’accélération du sol pour le sol de classe A, , à
l’accélération de la pesanteur,
Ces deux valeurs de coefficient sismique représentent l’accélération des masses de la culé,
c'est-à-dire, la fraction de « g » que reprend la structure sous une accélération sismique
(réponse de la structure à ). La réglementation nous impose de prendre deux cas :
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- Cas du rabattement : les masses sont alourdies (meilleur au soulèvement/glissement)
- Cas du soulèvement : les masses sont allégées (moins bon au soulèvement/glissement)
Coefficient de poussée des terres : Mononobé-Okabé
Sous séisme, les forces de poussée ou de butée d'un sol sur un mur ou un écran peuvent être
prises en compte sous la forme d'un chargement pseudo-statique en utilisant la méthode dite
de Mononobé-Okabé (EN1998-5 § Annexe E). Cette méthode qui reste limitée aux remblais
sans cohésion repose sur la méthode de Coulomb. Les remblais sont soumis à des
accélérations sismiques horizontales et verticales qui se cumulent à l'accélération de la
pesanteur.
Sous séisme, la poussée dynamique globale, comportant à la fois les effets statiques et
dynamiques de la poussée active des terres, s'exerce à mi-hauteur de la paroi (diagramme de
pression rectangulaire).
Etats actifs (poussée) : Cas ou β – θ
(
( [ √ ( ( ( (
]
Etats actifs (poussée) : Cas ou β > – θ
(
(
𝜃 (𝑘
𝑘𝑣)
𝑔 ( 𝑘𝑣 𝜃
𝑘 𝑔 𝑘
( 𝑘𝑣
𝜃
𝑘 𝑔
𝑔 ( 𝑘𝑣
𝑘
( 𝑘𝑣 𝜃 (
𝑘
𝑘𝑣)
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Avec selon l’EN1998-5 § 3.1,
valeur de calcul de l’angle de frottement du sol
et β angles d’inclinaison de la face arrière du mur et de la surface du remblai par rapport à
l’horizontale
(
) (
)
(
) (
)
Remarque : La valeur de l'angle δ de frottement terrain-mur est plus faible en régime
dynamique qu'en statique. Il conviendra de prendre pour des angles inférieurs à
, , et nuls. Dans la pratique on adoptera le plus également souvent
;
On peut ainsi déterminer les valeurs des coefficients de poussées dues au séisme à savoir :
(
(
Cas particulier :
La pression hydrodynamique s’appliquant sur la face extérieure du mur peut être
évaluée par l’expression suivante :
(
√
Avec :
la hauteur de l’eau libre
l’ordonnée verticale descendante dont l’origine est la surface de l’eau libre
Pour des structures rigides (telles que le sol ne puisse pas atteindre un état actif, par
exemple les murs poids fondés sur des pieux ou des rochers), lorsque le mur est vertical
et le remblai horizontal, l’effort dynamique dû à l’augmentation de la poussée des terres
(poussée dynamique des terres moins poussée statique des terres) peut être pris égal à
(point d’application de cette force à mi-hauteur) :
Avec :
la hauteur du mur
La prise en compte d’une butée des terres sous l’action sismique pour des murs poids
ou murs cantilevers n’est pas recommandée. La formule de Mononobé-Okabé, basée
sur le principe de Coulomb, surestime les efforts de butée en raison de courbes de
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rupture inappropriées. Lorsqu’il est nécessaire de prendre en compte une butée passive
des terres pour assurer l’équilibre d’ensemble d’un ouvrage, et en l’absence d’études
particulières, celle-ci est limitée à (point d’application de cette force au tiers de la
hauteur H):
(
(
)
Lorsque le terre-plein supporte une charge uniforme d’intensité q, la poussée dynamique
active globale correspondante est prise égale à (point d’application de cette force à mi-
hauteur de la paroi ; diagramme de pression rectangulaire) :
(
( (
Pour des structures comportant des ancrages précontraints, la distance de l’ancrage au
mur calculée en tenant compte de l’action sismique est en général supérieure à la
distance exigée pour des charges statiques. Pour des terre-pleins horizontaux, et des
sols homogènes derrière le mur, on pourra adopter forfaitairement l’expression
suivante :
(
Dans tous les cas de figures, les forces d’inertie s’appliquant à la masse de l’ouvrage de
soutènement doivent être ajoutées aux forces résultant des poussées des terres et de l’eau.
Dans le cas de sols stratifiés ou présentant une cohésion, il est recommandé d’avoir recours à
des modèles pseudo-statiques où l’action sismique est représentée par un ensemble de forces
statiques horizontales et verticales égal au produit des forces gravitaires par les coefficients
sismiques définis ci-dessus ( et ). Le modèle de base comprend l’ouvrage de soutènement
et un coin de sol en état limite actif ou passif.
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3.1.7. Principes de dimensionnement
3.1.7.1. Combinaisons sismiques
3.1.7.1.1. Combinaison des composantes de l’action sismique
Selon l’EN1998-2 § 4.2.1.4 (1 et 2), et conformément à l’EN1998-1 § 4.3.3.5.2 (4), l’effet
maximal probable de l’action , peut être évalué en appliquant la règle SRSS3 aux effets
maximaux de l’action , , , dus à l’action sismique calculée de façon indépendante le long
de chaque axe, de la manière suivante :
√
Avec les combinaisons spatiales des sollicitations sismiques suivantes :
Avec
signifie «combiné à»
Note : La combinaison est à employer uniquement dans le cas d’une proximité de faille, de
tablier précontraint, de dispositifs d’appuis, de béquille ou piles inclinées etc...
3.1.7.1.2. Combinaison de calcul
Selon l’EN1998-2 § 5.5 (1P), la valeur de calcul des effets des actions en situation sismique
de calcul doit être déterminée conformément à l’EN1990 § 6.4.3.4, et à l’EN1998-1:2004 § 3.2.4
(1), de la manière suivante :
Avec
signifie «combiné à»
sont les actions permanentes avec leurs valeurs caractéristiques
est la valeur caractéristique de précontrainte toutes pertes déduites
est l'action sismique de calcul
3 Règle SRSS : représente la racine carrée de la somme des carrées des réponses modales
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est la valeur caractéristique de la charge due au trafic
est le coefficient de combinaison applicable aux charges dues au trafic conformément à
l’EN1998-2 § 4.1.2 (3P) ( et
)
la valeur quasi-permanente des actions de longue durée (par exemple poussée des
terres, poussée hydrostatique, courants, etc.)
Selon l’EN1998-2 § 5.5 (2P et 4P), les actions suivantes peuvent être négligées :
- Le vent
- La neige
- La température (SAUF dans le cas d’utilisation d’appareil d’appui en élastomère fretté)
- Le retrait (SAUF dans le cas d’utilisation d’appareil d’appui en élastomère fretté)
- Le fluage
- Le tassement des appuis
- Les mouvements résiduels du terrain dus à la formation de failles sismiques
3.1.7.2. Dimensionnement des sections de la structure
3.1.7.2.1. Coefficients de sécurité matériaux
Selon l’EN1998-1 § 5.2.4 (1P), pour les vérifications à l’état limite ultime, les coefficients partiels
sur les caractéristiques des matériaux et doivent prendre en compte la possible
dégradation de la résistance des matériaux, due aux déformations cycliques. Selon l’EN1998-1
§ 5.2.4 (3) + Annexe Nationale, on retient les valeurs suivantes :
-
-
3.1.7.2.2. Vérification de la flexion
Selon l’EN1998-2 § 5.6.2 (1P), pour la résistance des sections à la flexion, la condition suivante
doit être satisfaite :
Avec
est l'effet de l'action de calcul dans la situation sismique de calcul, incluant les effets du
second ordre (voir l’EN1998-2 § 5.4 (1) ou 3.1.7.2.5)
est la résistance de calcul en flexion de la section conformément à l’EN1992-1-1 § 6.1
(1P)
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Note : Selon l’EN1998-2 § 5.6.1 (1), la résistance des sections peut être déterminée en
considérant séparément la valeur extrême (maximale ou minimale) de chaque
composante de l’effet de l’action avec ses valeurs concomitantes de toutes les autres
composantes de l’effet de l’action
Autrement dit, la vérification à la flexion s’effectue en vérifiant :
(
)
Dans cette équation, est directement issu de l’analyse sismique (prenant en compte la
réduction des efforts par le coefficient de comportement ) et intègre les effets combinés
des sollicitations sismiques dans chaque direction considérée conformément aux principes du
paragraphe 3.1.7.1.1 ainsi que, le cas échéant, les effets du second ordre tels que définis
au 3.1.7.2.5 .
En ce qui concerne les fondations, l’Eurocode 8-2 (Voir l’EN1998-2 § 5.8.1 (1P)) impose, dans
toute la mesure du possible, que celles-ci soient dimensionnées de manière à demeurer
élastiques sous l’action sismique de calcul. Conformément à l’EN1998-2 § 5.8.2 (2P), dans
l’hypothèse d’une conception en ductilité limitée ( ), cela se traduit par une
majoration des efforts sollicitants, qui doivent être remultipliés par le coefficient de
comportement . L’équation précédente devient alors :
(
)
Remarque : A noter que dans la formulation précédente, seul l’effet de l’action sismique est
multiplié par q.
3.1.7.2.3. Vérification de l’effort tranchant
Selon l’EN1998-2 § 5.6.2 (2P), les vérifications de résistance à l’effort tranchant des éléments
en béton doivent être effectuées, conformément à l’EN1992-2-1-1 § 6.2, avec les règles
suivantes :
- Re-multiplier les effets des actions de calcul par
- Diviser les valeurs de résistance ( par un coefficient de sécurité
pour éviter la rupture fragile )
Autrement dit, la vérification de l’effort tranchant s’effectue en vérifiant :
(
)
Dans cette équation, on dimensionne donc les éléments en béton armé à l’effort
tranchant pour les sollicitations issues de l’analyse sismique multipliées par le coefficient
de comportement q, puis par un coefficient de sécurité vis-à-vis des ruptures fragiles par
effort tranchant
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Remarque : La justification à l’effort tranchant doit se faire conformément à l’EN1998-2 §
6.2, qui se base sur un treillis généralisé (de Mörsh) qui impose deux
conditions :
- Limitation de l’effort tranchant agissant de calcul à une valeur
définie par une limitation de la contrainte de compression dans les
bielles de béton découpées par les fissures inclinées (limitation du
risque de flambement)
- Limitation de l’effort tranchant de calcul à une valeur définie par une
limitation de la contrainte de traction dans l’armature d’effort tranchant et
tenant compte d’un certain nombre d’effets secondaires.
3.1.7.2.4. Calcul du déplacement sismique de calcul
Pour déterminer les déplacements, suivre la méthode suivante :
Partir de la rigidité en inertie brut
Déterminer les déplacements sismiques à l’aide de l’analyse linéaire
Calculer la valeur du déplacement dans la situation de calcul
Selon l’EN1998-2 § 2.3.6.3 (2P), la valeur de calcul totale du déplacement dans la situation
sismique de calcul est déterminée comme suit :
Où les déplacements doivent être combinés avec le signe le plus défavorable :
est le déplacement sismique de calcul déterminé selon l’EN1998-2 § 2.3.6.1 (6P), de la
manière suivante :
{
( (
Avec :
est le coefficient de correction d'amortissement spécifié à l'EN 1998-1-1 § 3.2.2.2(3),
et déterminé avec les valeurs spécifiées pour l'amortissement à l'EN 1998-2 § 4.1.3(1).
√
( ;
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(voir l’EN1998-2 § 4.1.3 (1)
Acier soudé 0,02 Acier boulonné 0,04
Béton armé 0,05 Béton précontraint 0,02
Tableau 3-3 : Coefficient d'amortissement visqueux
est le coefficient de ductilité en déplacement évalué selon l’EN1998-2 § 2.3.6.1 (8P)
comme suit :
- Si
- Si
(
est le déplacement différé dû aux actions permanentes et quasi-permanentes (par
exemple post-tension, retrait et fluage pour les tabliers en béton);
Selon l’EN1998-2 § 5.5 (2P), le fluage peut être négligé.
est le déplacement dû aux mouvements thermiques ;
est le coefficient de combinaison applicable à la valeur quasi-permanente de l'action
thermique, conformément aux Tableaux A2.1, A2.2 ou A2.3 de l'EN 1990:2002.
Multiplier le déplacement de calcul par :
Selon l’EN1998-2 § 2.3.6.1 (5), (pour les ponts avec ) le rapport de la rigidité en flexion de
l’élément utilisé dans l’analyse (section brute) et de la valeur de la rigidité en flexion qui
correspond au niveau des contraintes de l’analyse (section fissurée). Ainsi, selon l’EN1998-2 §
2.3.6.1 (2), pour les éléments en béton armé des ponts ductiles, la rigidité de flexion effective
peutêtre déterminée selon l’EN1998-2 § Annexe C (Méthode 1 ou 2) de la manière suivante :
(méthode n°2)
Avec :
est l’épaisseur de la section par rapport au centre des armatures tendues
moment de calcul ultime
Guide de conception
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( )
; on peut admettre pour les section rectangulaires
pour les sections circulaires
Avec l’épaisseur effective de la section
Remarques :
- Selon l’EN1998-2 § 2.3.6.3 (2P), les effets du second ordre doivent être pris en compte
dans la détermination de la valeur de calcul totale du déplacement dans la situation
sismique de calcul, lorsque les effets sont significatifs.
- Selon l’EN1998-2 § 2.3.6.3 (3), le déplacement sismique de calcul relatif, , entre deux
tronçons indépendants d'un pont peut être évalué comme la racine carrée de la somme
des carrés des valeurs du déplacement sismique de calcul, calculées pour chacun des
tronçons
3.1.7.2.5. Détermination des effets du second ordre
Dans le cas d’une modélisation complète à l’aide d’un logiciel de calcul dynamique prenant en
compte les non-linéarités géométriques, les effets du second ordre sont pris en compte
automatiquement dans le calcul. Néanmoins, dans la plupart des cas, lorsque l’on a recours à
une analyse simplifiée (analyse monomodale) il convient de les évaluer à part et de les intégrer
dans le calcul. Selon l’EN1998-2 § 5.4, ces effets se traduisent par un moment supplémentaire
en tête d’appui, résultant de l’excentrement des charges verticales sous l’effet des
déplacements sismiques horizontaux :
le déplacement transversal relatif des extrémités de l'élément ductile considéré (voir le
paragraphe 3.1.7.2.4)
l’effort normal total dans l'appui considéré
Ils sont à considérer plus spécifiquement dans le cas d’un comportement ductile où les
déplacements sismiques obtenus sont plus importants par rapport à un comportement à
ductilité limitée.
3.1.8. Vérification des dispositions constructives
Voir paragraphe 3.2.2.3
Guide de conception
Kévin Wegrich Ingérop Conseil & Ingénierie Page 83
3.2. Conception ductile
3.2.1. Généralités
Contrairement à une conception purement « élastique » ou à « ductilité limitée », la notion de
conception « ductile » consiste à pénétrer de manière concrète dans le domaine plastique des
matériaux dans certaines parties de l’ouvrage afin de pouvoir dissiper de l’énergie par
hystérésis et ainsi de diminuer les niveaux d’efforts transmis du tablier au reste de la structure.
L’EN1998-1, impose que ces zones dissipatives doivent être choisies par le concepteur pour
être facilement accessibles et réparables. Dans la plupart des cas, il s’agira de la partie
inférieure des piles, lieu d’encastrement (et au niveau de la tête de pile dans le cas d’une pile
encastrée dans le tablier). Il convient de noter que contrairement à la conception purement
« élastique » ou à « ductilité limitée », un certain niveau d’endommagement est ici accepté,
voire même recherché, qui optimise la réponse dynamique de la structure, mais peut conduire à
des travaux de réparation non négligeables à la suite d’un tremblement de terre majeur.
3.2.2. Concept
Comme énoncé précédemment, et selon l’EN1998-2 § 4.1.6 (1P) et spécialement l’EN1998-2 §
2.3.2.2, le principe d’une conception « ductile » repose sur le fait de dissiper de l’énergie en
autorisant des incursions prononcées dans le domaine post-élastique des matériaux, avec une
détérioration acceptable mais sans défaillance, via l’obligation de la formation de rotules
plastiques de flexion. L’EN1998-2 § Figure 2.1, illustre ce comportement (voir la Figure 3-8) en
termes de caractéristiques force-déplacement.
Figure 3-8 : Comportement sismique
Guide de conception
Kévin Wegrich Ingérop Conseil & Ingénierie Page 84
A noter que les limites de déformation atteignables dans un tel comportement excèdent très
largement les limites ELU du BAEL, soit jusqu’à 0 pour le béton et 0 pour l’acier
(aciers de classe de ductilité C).
L’application de cette conception repose sur les principes suivants (expliqués par la suite) :
- L’utilisation d’un coefficient de comportement (voir l’EN1998-2 § 4.1.6)
- L’utilisation d’un dimensionnement en capacité (voir l’EN1998-2 § 5.3)
- L’utilisation de dispositions constructives (voir l’EN1998-2 § 6)
3.2.2.1. Le coefficient de comportement
Pour limiter les dommages au maximum, il est toujours possible de concevoir la structure de
façon " élastique " en dimensionnant les éléments de la structure à l'ELU sismique pour des
efforts calculés grâce à un modèle parfaitement élastique (voir paragraphe 3.1). C'est en
général le cas pour des ouvrages exceptionnels à très haut risque et pour lesquels aucun
endommagement n’est tolérable (centrales nucléaires, barrages…) ou pour des parties
d'ouvrage isolées peu sollicitées ou dont on souhaite limiter les déformations (piles avec des
appareils d'appui glissants dans la direction du séisme par exemple). Néanmoins, c'est souvent
anti-économique (par exemple pour les efforts transmis dans les fondations dans le cas
d'appuis bloquant les mouvements sismiques) et surtout cela ne permet pas de bénéficier de la
dissipation d’énergie et de la relative maîtrise des efforts internes amenées par la plastification.
On opte alors pour un dimensionnement ductile, objet de ce chapitre.
Naturellement la question du comportement de la structure, dimensionnée volontairement pour
des efforts inférieurs à ceux trouvés par une analyse purement élastique, se pose. Le
dimensionnement inélastique à l'aide du coefficient de comportement "q" peut être effectué en
suivant la démarche suivante :
Effectuer un calcul élastique avec le spectre de calcul qui dépend du coefficient de
comportement : on obtient les efforts de dimensionnement ;
Dimensionner alors les zones dissipatives de la structure (rotules plastiques) pour les
efforts ;
S’assurer de la régularité de la structure vis-à-vis de l’appel en ductilité (ou réduire en
conséquence la valeur de )
Dimensionner les zones non-dissipatives de la structure vis-à-vis des effets du
dimensionnement en capacité (sur-résistance par rapport aux zones dissipatives) ;
Adopter les dispositions constructives permettant d'assurer le comportement ductile
escompté de la structure.
A noter que dans l’EN1998, la division par le coefficient se fait lors de la première étape de
calcul puisqu’elle est prise en compte directement dans la définition du spectre de calcul, alors
que dans les anciennes règles PS92, la division par le coefficient de comportement se faisait
dans un deuxième temps sur les efforts calculés sur la base d’un comportement élastique.
Cette modification nécessite donc désormais de remultiplier les déplacements calculés par
(avec dans le cas de l'hypothèse d'iso-déplacement). Par ailleurs le calcul « en ductilité
limitée et ductile » doit tenir compte des inerties fissurées des éléments ductiles : approche
introduite pour la 1ère fois dans le cadre de l’EN1998.
Guide de conception
Kévin Wegrich Ingérop Conseil & Ingénierie Page 85
Les codes de calcul fournissent une valeur du coefficient indépendante de la période de la
structure. Or, la relation entre le coefficient de comportement et la ductilité dépend de manière
significative de la période de l'oscillateur. L'EN1998-1 tient compte de cet aspect en modifiant
sensiblement le spectre utilisé (ce n'est d'ailleurs pas la seule raison). Le coefficient de
comportement est ainsi intégré dans la définition du spectre de réponse de façon à ce qu’il
n'affecte pas le spectre aux très basses périodes (il n'y a donc pas de réduction d'effort
autorisée dans cette zone) et majore la gamme du spectre correspondant aux grandes périodes
dès que la valeur de dépasse l'unité. A noter que dans les anciennes règles PS92, le plateau
de ce spectre était prolongé jusqu'à , ce qui devait dissuader l'ingénieur de provoquer un
comportement fortement non-linéaire pour une structure de faible période propre.
En conclusion sur la théorie du coefficient de comportement, rappelons qu'elle a été élaborée
initialement pour des structures dont le comportement est voisin de celui d'un oscillateur élasto-
plastique parfait. Elle s'applique donc avec précaution (et de manière sécuritaire) aux structures
réelles.
Ce coefficient réducteur des efforts permet en général de réaliser des économies, d'une part sur
les aciers longitudinaux des piles (il faut toutefois augmenter le ferraillage transversal) et d'autre
part sur les fondations dont les efforts sont plafonnés par la formation de la rotule plastique
dans la pile. Toutefois, il existe un inconvénient. En effet il faudra prévoir des réparations ou un
confortement de l'ouvrage après un séisme si l'action sismique réelle atteint ou avoisine la
valeur prise en compte dans les calculs de l'ouvrage (plastification des aciers en pied de piles
par exemple, éclatement du béton d'enrobage…).
Insistons sur le fait que la norme impose en outre de surdimensionner les autres parties de la
structures pour des efforts majorés calculés sur la base d’une plastification effective des rotules
plastiques (plateau plastique). Cette vérification permet de garantir la protection contre une
rupture fragile de zones qui ne font pas l'objet de dispositions constructives particulières.
Quel que soit le niveau des calculs effectués, il convient de garder à l’esprit que le bon
comportement d'une structure sous séisme dépend essentiellement d'une conception
parasismique saine et de bonnes dispositions constructives. Les calculs, aussi sophistiqués
qu'ils soient, n'apportent qu'une sécurité toute relative et ne sont valables que si la conception
associée est respectée.
3.2.2.1.1. Le principe du coefficient de comportement
Comme énoncé précédemment, l’application d’une conception « ductile » repose sur l’emploi
d’un coefficient de comportement. En effet, la façon la plus simple et la plus couramment
employée pour intégrer la prise en compte d’un comportement ductile des appuis et de la
réduction d’efforts sismiques associés (écrêtage et limitation des efforts par palier plastique des
rotules et dissipation d’énergie par hystérésis) consiste à diviser globalement les efforts
sismiques par un coefficient, q, dit de comportement (voir la Figure 3-9). Ce coefficient de
comportement se trouve directement intégré dans la définition du spectre de calcul. Ainsi, le
coefficient de comportement est défini globalement pour la structure complète et reflète sa
capacité de ductilité, c'est-à-dire la capacité des éléments ductiles à résister dans le domaine
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post-élastique, avec une détérioration acceptable mais sans défaillance, aux actions sismiques
dans le domaine post-élastique.
Figure 3-9 : Principe du coefficient de comportement
En pratique, l’application de cette méthode simplifiée d’analyse non-linéaire par calcul linéaire
équivalent nécessite que les rotules plastiques se forment presque simultanément et de
manière homogène dans un nombre maximal de piles. Cette méthode est par conséquent
soumise à la vérification d’un critère de régularité structurelle vis-à-vis du niveau de ductilité4
appelée dans les différents appuis qui participent à la reprise des efforts sismiques (voir
paragraphe 3.2.2.1.3).
Selon l’EN1998-2 § 4.1.6 (2), cette capacité nécessaire des éléments ductiles à développer des
rotules plastiques de flexion est estimée assurée lorsque les règles concernant les dispositions
constructives de l’EN1998-2 § 6 sont suivies (voir paragraphe 3.2.2.3) et lorsque le
dimensionnement en capacité conforme à l’EN1998-2 § 5.3 est effectué (voir paragraphe
3.2.2.2).
3.2.2.1.2. Valeurs du coefficient de comportement
Selon l’EN1998-2 § 4.1.6 (4), pour tous les ponts ayant un comportement sismique régulier tel
que spécifié à l’EN1998-2 § 4.1.8 (voir paragraphe 3.2.2.1.3), les valeurs du coefficient
données dans le l’EN1998-2 § 4.1.6 (Tableau 4.1) pour le comportement ductile peuvent être
utilisées sans aucune vérification particulière de la ductilité disponible, sous réserve de
satisfaire aux exigences relatives aux dispositions constructives spécifiées à l’EN1998-2 § 6.
Les valeurs maximales du coefficient de comportement qui peuvent être utilisées pour les
deux composantes sismiques horizontales sont données dans l’EN1998-2 § 4.1.6 (Tableau
4.1) ou voir Figure 3-10 :
4 Capacité de déformation plastique
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Figure 3-10 : Valeurs maximales du coefficient de comportement q
Selon l’EN1998-2 § 4.1.6 (5P), pour des éléments ductiles en béton armé les valeurs des
coefficients spécifiées dans le l’EN1998-2 § 4.1.6 (Tableau 4.1) sont valables lorsque l'effort
normal réduit défini à l’EN1998-2 § 5.3(4) ne dépasse pas 0,30. Si même
dans un seul élément ductile, la valeur du coefficient de comportement doit être réduite à :
(
Avec :
Où :
est la valeur de l'effort normal au droit de la rotule plastique correspondant à la situation
sismique de calcul, positive dans le cas d'une compression
est la surface de la section transversale
est la résistance caractéristique du béton
Il convient d'utiliser une valeur de (comportement élastique) pour les ponts pour
lesquels le système résistant aux forces sismiques comprend des éléments avec . Il
convient de prendre connaissance des articles de l’EN1998-2 § 4.1.6 (3P) à l’EN1998-2 § 4.1.6
(12P), donnant des précisions sur le choix du coefficient de comportement par rapport à :
- L’accessibilité des emplacements des rotules plastiques
- Des structures « bloquées »
- Un assemblage rigide du tablier aux culées
- L’utilisation d’appareils d’appui en élastomère
- …
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Kévin Wegrich Ingérop Conseil & Ingénierie Page 88
3.2.2.1.3. Comportement sismique régulier et irrégulier des ponts ductiles
Comme énoncé précédemment, l’emploi de l’analyse monomodale avec l’utilisation d’un
coefficient de comportement ne peut se faire que si le pont est considéré comme possédant un
comportement sismique ductile régulier. Un pont est considéré comme possédant un tel
comportement basé sur l’homogénéité des niveaux de ductilité sollicités (ou « ductilité
appelée ») dans les différentes sections, dans la direction horizontale concernée, lorsque les
rotules plastiques apparaissent de façon homogène et simultanée dans les différents appuis
participant à la reprise des efforts sismiques. Ce critère de régularité se vérifie de manière
concrète lorsque l’équation suivante, conformément à l’EN1998-2 § 4.1.8 (2P), est validée :
Avec pour chaque élément ductile (lieu de formation des rotules : piles) et représente le
niveau de ductilité appelée exprimé comme le rapport du moment élastique sollicitant sur le
moment résistant :
Avec :
la valeur maximale du moment de calcul à l’emplacement de la rotule plastique prévue
de l’élément ductile , déduit de l’analyse relative à la situation sismique de calcul
la résistance de calcul en flexion de la même section avec ses armatures soumises à
l’action concomitante des effets d’une action non sismique dans la situation sismique de
calcul (représente la combinaison d’action de l’EN1998-2 § 5.5 sans la valeur de
est la valeur limite choisie de manière à s’assurer que la plastification séquentielle des
éléments ductiles n’entraîne pas de demande en ductilité excessivement élevée pour un
élément. La valeur recommandée par l’Annexe National est
Remarques : Selon l’EN1998-2 § 4.1.8 (3), un ou plusieurs éléments ductiles (piles) peuvent
être exonérés du calcul susmentionné de et , si leur contribution totale à
l'effort tranchant n'excède pas 20 % de l'effort tranchant sismique total dans la
direction horizontale considérée.
Selon l’EN1998-2 § 4.1.8 (4P), les ponts qui possèdent un comportement sismique
irrégulier dans la direction horizontale concernée doivent être dimensionnés soit
en utilisant une valeur réduite
soit en se basant sur les résultats
de l’analyse non linéaire conformément à l’EN1998-2 § 4.1.9 (analyse temporelle
non linéaire dynamique ou analyse en poussée progressive, non détaillée dans ce
présent guide, se reporter à l’Eurocode 8).
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3.2.2.2. Principe du dimensionnement en capacité
L’EN1998-2 § 5.3, introduit explicitement pour la 1ère fois en France dans une norme
parasismique le principe fondamental du dimensionnement en capacité. Ce concept, qui doit
être systématiquement appliqué dans le cas d’une conception ductile conformément à
l’EN1998-2 § 2.3.4 (1P), permet de protéger les sections apriori non ductiles de l'ouvrage et de
concentrer les dégradations structurelles dans des zones choisies à l’avance par le concepteur.
Ces zones dissipatives doivent être choisies par le concepteur pour être facilement accessibles
et réparables. Dans la plupart des cas, il s’agira de la partie inférieure des piles, lieu
d’encastrement (et au niveau de la tête de pile dans le cas d’une pile encastrée dans le tablier).
Ce principe de dimensionnement est très clairement expliqué dans le nouveau Guide de
conception du Sétra « Ponts en zone sismique », dans sa version provisoire de janvier 2010.
Ce concept y est décrit de la manière suivante en se basant sur la Figure 3-11 :
Figure 3-11 : Principe du dimensionnement en capacité
Sur cette figure, on note que quelle que soit la force F appliquée, l'effort dans les chaînons 1
sera limité à la valeur du palier plastique du chaînon ductile. Il suffit alors de dimensionner
ces chaînons pour une force où est appelé coefficient de sur-résistance5 et où
correspond non pas à la valeur de calcul issue de l’analyse sismique mais aux dispositions
réellement mises en œuvre dans la section du maillon 2.
Considérons ici que la force F représente l'action sismique, que la chaîne symbolise l'ensemble
de la structure et que le maillon ductile correspond aux zones de rotules plastiques,
dimensionnées à partir du coefficient de comportement. Une simple analogie permet de garantir
que si le concept de dimensionnement en capacité est correctement appliqué alors, quel que
soit le niveau de séisme envisagé, les efforts dans les différentes sections de l'ouvrage
n'excéderont pas une certaine valeur qui dépend uniquement des caractéristiques intrinsèques
de la structure (palier plastique des rotules).
Ce principe est particulièrement intéressant en conception parasismique compte tenu des
incertitudes sur la nature et les caractéristiques des sollicitations sismiques vibratoires qui sont
5 Permet de protéger les zones non critiques d’une éventuelle capacité de résistance des sections de
rotule plastique plus importante que le calcul ne le laisserait supposer
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susceptibles de s’exercer sur la structure lors d’un tremblement de terre. Il permet par ailleurs
de maîtriser l'endommagement, tant du point de vue de sa localisation (zones de rotules
plastiques préalablement déterminées) que de son mécanisme (mécanisme de flexion
privilégié).
Ce principe de dimensionnement en capacité est schématisé à la Figure 3-12 :
Figure 3-12 : Moment de dimensionnement (pile encastrée uniquement à la base à gauche ; pile encastrée à
sa base et en tête à droite)
Remarques :
- On doit se limiter volontairement à un moment résistant de calcul égal à dans la
zone critique : si on dépassait cette valeur, sans augmenter simultanément les moments
résistants ailleurs, on pourrait développer une rotule plastique hors zone critique, là où
les dispositions constructives ne le permettent pas
- Lorsque les efforts sismiques issus de l’analyse sismique (efforts divisés par le
coefficient de comportement ) ne sont pas dimensionnants, l’EN1998-2 impose de
reprendre l’ensemble de l’étude en diminuant ce dernier.
3.2.2.3. Principe des dispositions constructives
Conformément à l’EN1998-2 § 6.1 (1P), les dispositions constructives à mettre en place
s’appliquent uniquement aux ponts à comportement ductile et visent à assurer un niveau
minimal de ductilité en courbure/rotation aux rotules plastiques. Il se trouve que ces règles
concernent également les zones adjacentes à ces dernières (si le dimensionnement en
capacité est respecté, les autres zones ne doivent pas nécessairement être munies de
dispositions constructives particulières, en particulier concernant le ferraillage longitudinal
minimal). Il va s’en dire que les dispositions constructives imposées par le règlement dépendent
donc du type de conception utilisée à savoir une conception en ductilité limitée ou une
conception ductile (il est évident que ces dispositions seront plus contraignantes dans ce
dernier cas).
Les dispositions constructives à mettre en œuvre dans un ouvrage d'art sont décrites dans
l’EN1998-2 § 6 :
- L’EN1998-2 § 6.2 est consacré aux piles en béton
- L’EN1998-2 § 6.3 est consacré aux piles en acier (qui renvoie vers l'EN1998-1)
- L’EN1998-2 § 6.4 est consacré aux fondations
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Kévin Wegrich Ingérop Conseil & Ingénierie Page 91
- L’EN1998-2 § 6.5 est consacré aux dispositions qui concernent la ductilité limitée
- L’EN1998-2 § 6.6 est consacré aux attelages sismiques.
Remarques : les rôles des dispositions constructives sont donc multiples :
- Elles permettent d'assurer une ductilité suffisante dans les zones rotules plastiques,
notamment quand la section est très comprimée et que sa rupture intervient par manque
de ductilité du béton (qui est fragile en compression). On place alors des armatures de
confinement en nombre suffisant pour augmenter la résistance, mais surtout la ductilité
du béton et donc de la section.
- Elles permettent d'éviter le flambement des armatures verticales comprimées dans les
zones de rotules plastiques, qui est un phénomène nettement plus probable qu'en
statique du fait des fortes compressions et déformations de compression qui existent, de
l’alternance des cycles de compression/traction et de la perte en général de l'épaisseur
d'enrobage (béton par définition non confiné) qui a un rôle stabilisateur en
fonctionnement statique.
- Elles permettent d'éviter les inconvénients de la perte de la zone d'enrobage dans la
rotule plastique (le rôle de cette couche est important pour le flambement, pour l'ancrage
des armatures transversales et le recouvrement des barres longitudinales).
Pour les dispositions constructives voir le :
- Paragraphe 5.3 pour la conception en ductilité limitée
- Paragraphe 5.2 pour la conception ductile
- Paragraphe 5.3 pour la conception sur l’emploi d’isolateur
3.2.3. Avantages et inconvénients
Avantages Inconvénients
Ecrêtage des sollicitations sismiques
quel que soit le niveau de séisme considéré
Maîtrise des dégradations, zones fusibles
Coût raisonnable même en cas de sismicité élevée
Structure partiellement endommagée
en cas de séisme
Réparation à prévoir
Calculs plus complexes que dans une conception à ductilité limitée
Mise en place de dispositions constructives contraignantes et coûteuses
Domaine d’emploi strict
Tableau 3-4 : Avantages et inconvénients d'une conception ductile
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3.2.4. Domaine d’emploi
Le domaine d’emploi d’une conception « ductile » s’étend généralement dans les trois cas
suivants :
- Pour les ouvrages de sismicité moyenne ou forte
- Pour les ouvrages non-courants
- Pour les ouvrages pouvant accepter un certain niveau de dégradation
3.2.5. Méthodes d’analyses pour les actions transmises par le tablier
Même approche que dans le cas de la ductilité limitée :
- 3.1.5 Méthodes d’analyses pour les actions transmises par le tablier
o Méthodes monomodales : tablier rigide, tablier flexible…
o Méthode multimodale
Remarques concernant les raideurs à prendre en compte :
Conformément à l’EN1998-2 § 2.3.6.1 (2) pour les éléments en béton armé des ponts à
comportement ductile et à défaut d’une analyse d’estimation plus précise, la rigidité de flexion
effective à utiliser dans une analyse linéaire (statique ou dynamique) pour l’action sismique de
calcul peut être évaluée sur la base de la rigidité sécante à la limite élastique théorique :
l’EN1998-2 § Annexe C donne des recommandations pour l’estimation de la rigidité effective
des éléments en béton armé.
Néanmoins, une simplification peut être apportée en utilisant les inerties brutes des éléments :
voir paragraphe 2.4.2.2.2
3.2.6. Méthodes d’analyses pour les actions transmises par la terre
Même approche que dans le cas de la ductilité limitée :
- 3.1.6 Méthodes d’analyses pour les actions transmises par la terre
o Mononobé-Okabé….
Guide de conception
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3.2.7. Principes de dimensionnement
3.2.7.1. Combinaisons sismiques
Les combinaisons sismiques à prendre en compte sont les mêmes que dans le cas d’une
conception en ductilité limitée, voir paragraphe 3.1.7.1.
3.2.7.2. Dimensionnement des sections de la structure
3.2.7.2.1. Principe de dimensionnement à la flexion et aux tranchants
Justification des sections de rotules plastiques et hors rotules plastiques
En reprenant le diagramme de dimensionnement de l’EN1998-2 § 5.3 (5P), (voir la Figure 3-13)
on voit qu’il faut dimensionner le ferraillage longitudinal pour depuis l’encastrement
jusqu’à l’intersection avec la courbe , puis pour .
Figure 3-13 : Moment de dimensionnement d’une pile encastrée à sa base et en tête
Ainsi, les vérifications à apporter pour justifier une pile ductile sous chargement sismique se
décomposent de la manière suivante :
o Vérification de la résistance à la flexion des sections de rotules plastiques
o Vérification de la résistance à la flexion des sections hors rotules plastiques
o Vérification de la résistance à l’effort tranchant des sections de rotules plastiques
o Vérification de la résistance à l’effort tranchant des sections hors rotules plastiques
Ces vérifications seront menées en considérant une longueur de rotule plastique conforme à
l’EN1998-2 § 6.2.1.5 (voir paragraphe 3.2.7.2.2).
Contrairement aux préconisations des Guides du Sétra dans sa version provisoire de 2010,
pour ce qui est des sections hors rotules plastiques faisant donc l’objet du dimensionnement en
capacité, la valeur de calcul de la résistance à la flexion (EN1998-2 § 5.3) et à l’effort tranchant
(l’EN1998-2 § 5.6.3.3 (1P a)) doit être calculée avec les valeurs des coefficients partiels relatifs
aux matériaux qui correspondent aux situations de calculs fondamentales. Autrement dit,
selon l’EN1990 § 6.4.3.2, les combinaisons fondamentales aux E.L.U. correspondent à des
combinaisons d’actions pour situations durables ou transitoires. DONC, selon l’EN1992-1-1 §
2.4.2.4 (1), les coefficient partiels relatifs aux matériaux sont et .
Le Tableau 3-5, reprend l’ensemble des recommandations établies par l’EN1998-2.
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Dimensionnement et vérifications de résistance
Sections de rotules plastiques Section hors rotules plastiques
Résistance à la flexion (EN1998-2 § 5.6.3.1)
La condition suivante doit être vérifiée : (
)
Avec :
o moment déduit de l’analyse incluant les effets du 2nd ordre o moment résistant à la flexion conformément à l’EN1992-1-1 § 6.1
Vérification ultime : Obligation de former une rotule plastique sous les
sollicitations sismiques non réduites par (prendre le ferraillage final de la section) pour valider l’utilisation d’un coefficient de comportement !
Résistance à la flexion (EN1998-2 § 5.6.3.2)
La condition suivante doit être vérifiée :
Avec :
o moment de dimensionnement en capacité o moment résistant à la flexion conformément à l’EN1992-1-1 § 6.1
Ce qui revient à vérifier la condition suivante : (
)
Avec : o coefficient de sur-résistance (voir l’EN1998-2 § 5.3 (4))
Résistance à l’effort tranchant (EN1998-2 § 5.6.3.4)
La condition suivante doit être vérifiée :
Avec :
o effort tranchant de dimensionnement en capacité o coefficient de sécurité contre la rupture fragile (appliqué à ,
et de l’EN1992-1-1 § 6.2)
o effort tranchant résistant conformément à l’EN1992-1-1 § 6.2
Ce qui revient à vérifier la condition suivante :
(
)
Avec : o coefficient de sur-résistance (voir l’EN1998-2 § 5.6.2 (2P))
Et les conditions supplémentaires suivantes :
o (angle entre la bielle de béton comprimée et la membrure tendue principale)
o Utiliser les dimensions du noyau en béton confiné par rapport à l’axe de la frette à la place des dimensions de section et .
o Si , vérifier pour la pile la traction diagonale (EN1998-1 § 5.5.3.4.3) et la rupture par glissement (EN1998-1 § 5.5.3.4.4)
Résistance à l’effort tranchant (EN1998-2 § 5.6.3.3)
La condition suivante doit être vérifiée :
Avec :
o effort tranchant de dimensionnement en capacité o coefficient de sécurité contre la rupture fragile (appliqué à ,
et de l’EN1992-1-1 § 6.2) (voir l’EN1998-2 § 5.6.2 (2P))
o effort tranchant résistant conformément à l’EN1992-1-1 § 6.2
Ce qui revient à vérifier la condition suivante :
(
)
Avec : o coefficient de sur-résistance (voir l’EN1998-2 § 5.3 (4))
Tableau 3-5 : Récapitulatif des vérifications à mener dans le cas d'une conception ductile
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A la vue du tableau précédent, on voit qu’il y a obligation de former une rotule plastique pour
justifier l’utilisation d’un coefficient de comportement. Cette obligation trouve son sens dans le
fait que sans création d’une rotule plastique, il ne peut y avoir de dissipation d’énergie par
boucles d’hystérésis. Il va s’en dire que l’une des vérifications ultimes du ferraillage est de
s’assurer que le ferraillage final permet cette plastification dans la zone de rotule plastique
potentielle sans pour autant s’étendre au-delà de cette dernière ; dans le cas contraire, il y a
obligation d’abaisser le coefficient de comportement et de reprendre l’ensemble des calculs !
L’ensemble des vérifications présentées précédemment nous montre bien que dans le cas
d’une conception ductile, la détermination du ferraillage longitudinal d’une pile (par exemple)
peut nécessiter quelques itérations de ferraillage (et du choix du coefficient de comportement
qui doit être abaissé dans le cas où il n’y a pas formation de rotule plastique ou que les
sollicitations sismiques ne soient pas dimensionnantes).
Dans le cas d’une pile encastrée en tête et en pied, il y a potentiellement formation de deux
rotules plastiques et ainsi l’obligation d’effectuer à ces deux endroits la vérification des sections
de rotules plastiques et des sections hors rotules plastiques.
La disposition la plus importante pour fournir de la ductilité6 en courbure est la densité des
armatures transversales. En effet, elles confinent le béton, ce qui signifie qu'elles empêchent
celui-ci de se désintégrer sous des chargements cycliques alternés et lui donnent une plus
grande capacité de déformation. Puis elles se substituent au béton endommagé pour maintenir
les armatures longitudinales et prévenir leur flambement.
3.2.7.2.2. Longueur de la rotule plastique (EN1998-2 § 6.2.1.5 (1P et 2P))
Il ne faut pas confondre la longueur équivalente de rotule plastique Lp et la longueur de zone
critique Lh. La première est une approximation mathématique permettant de modéliser la zone
de rotule plastique théorique et d’en déduire les valeurs des rotations et déformations plastiques
dans la structure. La deuxième, définit l’étendue de la zone dans laquelle des dispositions
constructives particulières (notamment le confinement et la tenue des armatures longitudinales)
doivent être adoptées (c’est une extension sécuritaire de la longueur théorique)
La longueur des rotules plastique potentielles Lh à prendre en compte est :
o Si
(sections comprimées à moins de 30%) alors
{
(
}
o Si
(sections comprimées à plus de 30%) alors
6 La ductilité désigne la capacité d'un matériau à se déformer plastiquement sans se rompre.
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{
(
}
La Figure 3-14 et la Figure 3-15, nous montre les localisations à privilégier pour la localisation
des rotules plastiques potentielles.
Figure 3-14 : Exemple de Lh en direction transversale
Figure 3-15 : Exemple de Lh en direction longitudinale
3.2.7.2.3. Coefficient de sur-résistance (EN1998-2 § 5.3 (4))
Il convient que la valeur du coefficient de sur-résistance reflète la variabilité des propriétés de
résistance des matériaux, ainsi que le rapport entre la résistance à la rupture et la limite
élastique :
o pour les éléments en béton
o pour les éléments en acier
A noter que dans le cas de sections en béton armé munies d’armatures de confinement
spéciales conformes à de l’EN1998-2 § 6.2.1 (voir paragraphe 5.2.4.1.1) :
si
le coefficient de comportement doit être multiplié par (
Avec :
la valeur de l’effort normal au droit de la rotule plastique dans la situation sismique de
calcul (positive dans le cas d’une compression)
est la surface de la section transversale
est la résistance caractéristique du béton
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3.2.7.2.4. Justification des nœuds adjacents aux rotules plastiques
Tout nœud entre une pile ductile verticale et le tablier ou un élément de fondation adjacent à
une rotule plastique dans la pile, doit être calculé par rapport à l'effort tranchant, afin de résister
aux effets du dimensionnement en capacité de la rotule plastique dans la direction appropriée.
Pour plus d’informations, consulter l’EN1998-2 § 5.6.3.5.
3.2.7.2.5. Justification des niveaux de déformation
Comme énoncé précédemment, selon l’EN1998-2 § 4.1.6 (2), la capacité des éléments ductiles
à développer des rotules plastiques de flexion est estimée assurée lorsque les règles
concernant les dispositions constructives de l’EN1998-2 § 6 sont suivies (voir paragraphe
3.2.2.3) et lorsque le dimensionnement en capacité conforme à l’EN1998-2 § 5.3 est effectué
(voir paragraphe 3.2.2.2).
Néanmoins, la suite de ce paragraphe présente la méthode à appliquer pour vérifier le
niveau de déformation.
Selon l’EN1998-2 § 4.2.4.4 (2 c), il convient de vérifier que les demandes en déformation sont
inférieures aux capacités des rotules plastiques, en comparant les demandes en rotation de
rotules plastiques, , aux capacités de rotation de calcul appropriées, de la manière
suivante :
Selon l’EN1998-2 § Annexe E.3.1 (3),
Détermination des capacités de rotation de calcul :
Selon l’EN1998-2 § Annexe E.3.2 (1),
( ) (
)
où :
est la distance entre la section d'extrémité de la rotule plastique et le point de moment nul
dans la pile ;
est la courbure à la limite élastique.
Figure 3-16 :
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Selon l’EN1998-2 § Annexe C.3 (2), les hypothèses relatives à la valeur suivante de la courbure
à la limite élastique :
pour les sections rectangulaires :
et pour les sections circulaires :
où est l'épaisseur effective de la section, donnent en général une approximation satisfaisante.
Selon l’EN1998-2 § Annexe E.3.2 (4), il convient de prendre pour la courbure ultime au droit
de la rotule plastique de l’élément :
où :
est la hauteur utile de la section
et représentent respectivement les déformations des armatures et du béton (déformations
de compression négatives), déduites de la condition selon laquelle l'une de ces déformations ou
les deux ont atteint les valeurs ultimes suivantes :
pour la déformation de compression du béton non confiné (voir l'EN1992-1-1:2004 §
Tableau 3.1)
pour la déformation de compression du béton confiné (voir l'EN 1998-2 § Annexe E.2.1 (3
c) ou l'EN1992-1-1:2004 § 3.1.9(2))
pour la déformation de traction des armatures (voir l’EN1998-2 § Annexe E.2.1 (3 c))
Selon l’EN1998-2 § Annexe E.3.2 (5), pour une rotule plastique dont la formation s'effectue à la
jonction supérieure ou inférieure d'une pile avec le tablier ou la fondation (fondation ou
semelle), avec une armature longitudinale de limite d'élasticité caractéristique (en MPa) et
un diamètre de barre , la longueur de la rotule plastique peut être prise égale à :
où
est la distance entre la section de la rotule plastique et la section de moment nul, sous
l'effet de l'action sismique.
Selon l’EN1998-2 § Annexe E.3.2 (6), l'estimation ci-dessus de la capacité de rotation plastique
est valable pour les piles avec un rapport de portée d'effort tranchant
Pour , il convient de multiplier la capacité de rotation plastique par le coefficient
de réduction
( √
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Kévin Wegrich Ingérop Conseil & Ingénierie Page 99
Détermination des demandes en rotation de rotules plastiques, ,
La détermination des demandes en rotation de rotules plastiques se calcule au cas par cas en
fonction de la nature de la pile et principalement de ses appuis. Voici un exemple d’une pile de
pont encastrée en tête et en pied :
Après l’étude sismique, il faut déterminer les moments concomitants qui forment la (les)
rotule(s) plastique(s) (moments vérifiant les équations du Tableau 3-5).
En partant du schéma précédent, on peut déterminer l’équation du moment et ainsi l’équation
de déformation de la manière suivante :
( (
) (
)
Avec (
( (
( (
(Demande de rotation de rotule plastique)
(
( (
) (
)
(
[ (
) (
)]
Pour ( et donc
Ainsi
(
[ (
) (
)]
Guide de conception
Kévin Wegrich Ingérop Conseil & Ingénierie Page 100
3.2.7.2.6. Justification de la formation de rotule plastique
Une des vérifications essentielles à fournir est la justification de la formation de rotule plastique.
Il faut pouvoir justifier à partir de quel moment la section est réellement plastifiée : y a-t-il assez
d’acier plastifié pour considérer que la section est plastifiée ?
Pour répondre à cette question, il faut se référer à l’EN1992-2 § 5.6 et l’EN1992-1-1 § 5.6 qui
traite de l’analyse plastique. Selon l’EN1992-1-1 § 5.6.1 (2P), une section peut être considérée
comme plastifiée sans vérification directe de la capacité de rotation, si la ductilité des sections
critiques est réputée suffisante. Cette vérification s’obtient, conformément à l’EN1992-2 § 5.6.
(102), si les conditions ci-après sont vérifiées :
o L’aire de la section des armatures tendues est limitée de telle sorte que :
pour les bétons de classe de résistance
pour les bétons de classe de résistance
o Les armatures de béton armé appartiennent soit à la classe B, ou à la classe C
Avec :
la profondeur de l’axe neutre à l’E.L.U. après redistribution
la hauteur utile de la section
Pour illustrer ce rapport par exemple, je pars d’une section de pile dont le ferraillage n’est pas
suffisant. Pour déterminer ce rapport, il faut se servir de l’équation de l’axe neutre fournie par un
logiciel (exemple WFER) et d’un programme Excel. Il en résulte les schémas suivants :
, il y a donc formation d’une rotule plastique.
𝑋𝑢𝑑
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3.3. Conception basée sur le principe d’isolation sismique et
l’utilisation de dispositifs amortisseurs
3.3.1. Généralités
Le troisième et dernier type de conception décrit dans l’Eurocode 8-2, basé sur le principe
d’isolation sismique et l’utilisation de dispositifs amortisseurs, combine les avantages des deux
solutions précédentes : la quasi-totalité de l'énergie du tremblement de terre est filtrée par les
isolateurs ou absorbée dans des appareils mécaniques externes à la structure jouant la fonction
d’amortisseurs tandis que les éléments structurels de l'ouvrage ne subissent en théorie aucun
dégât et les matériaux restent dans leur domaine élastique de comportement. En cas de séisme
majeur, les dispositifs amortisseurs sont facilement inspectés et remplacés si nécessaire. En
contrepartie, les calculs de dimensionnement sont très complexes et nécessitent des outils
puissants (calculs dynamiques non-linéaires). Enfin, le coût important des dispositifs spéciaux
et la difficulté des calculs associés réservent généralement leur utilisation aux zones où l'aléa
sismique est très important ou aux ouvrages à risque spécial.
Pour assurer leur bon fonctionnement, il convient de procéder à des opérations d'inspection et
de maintenance périodiquement. La pérennité de leurs caractéristiques mécaniques est
assurée par des essais en laboratoire avant leur installation, selon les recommandations de la
norme EN15129 "Dispositifs antisismiques".
3.3.2. Concept
Le concept de dimensionnement basé sur le principe d’isolation sismique et l’utilisation de
dispositifs amortisseurs peut aisément se résumer de la manière suivante (voir Figure 3-17) :
Figure 3-17 : Principe d'équilibre énergétique dans le cas de l'utilisation de dispositifs isolateurs et amortisseurs
Les éléments structurels
autres que les dispositifs
d’isolation restent dans
leur domaine élastique.
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Kévin Wegrich Ingérop Conseil & Ingénierie Page 102
Globalement, comme on peut le voir sur le schéma précédent, une conception basée sur
l’isolation sismique a pour but de garder l’ouvrage intact en drainant l’ensemble des
sollicitations vers un appareil bien précis. Pour cela, on peut considérer deux types d’isolations
sismiques bien distincts :
o Les isolateurs consistant en des appareils d’appui en élastomère classiques
o Les amortisseurs
Pour ce qui est des dispositifs amortisseurs, il s’avère que les calculs de dimensionnement sont
très complexes et nécessitent de puissants outils de calculs car l’analyse la plus couramment
employée est l’analyse dynamique temporelle non-linéaire (ce qui sort du cadre de ce présent
guide, se référer à l’Eurocode 8).
C’est pour cela que la suite de ce guide ne tiendra compte uniquement de l’emploi des
appareils d’appui en élastomère classique (à faible amortissement) voir 4.5.4 pour les
conditions d’utilisations!!
Comme nous le montre le schéma précédent, et conformément à l’EN1998-2 § 4.1.6 (11P)
lorsque la plus grande partie de l’action sismique de calcul est reprise par des appareils d’appui
(A.A.) en élastomère, la souplesse de ces derniers entraîne un comportement pratiquement
élastique du système : les ponts de ce type doivent être dimensionnés conformément à
l’EN1998-2 § 7.
De ce fait, les mouvements du sol sont filtrés par les appareils d’appui qui se comportent
comme des ressorts d’isolation souples. Le tablier porteur subit des déplacements relatifs par
rapport au sol assez important. Les efforts horizontaux sont répartis sur tous les appuis et
demeurent raisonnables tant que les appareils d’appui en élastomère fretté permettent d’obtenir
des périodes d’oscillation de la structure élevée : plus la période est élevée, plus la réponse
sismique de la structure est faible (les efforts qui en résultent le seront également).
De par l’EN1998-2 § 4.1.6 (11P) et l’EN1998-2 § 2.3.2.2 (8 + Note), la déformation des ponts
supportés majoritairement par des appareils d'appui simples en élastomère à faible
amortissement7 est essentiellement élastique et ne conduit pas, en règle générale au
comportement ductile : la conception ainsi que les vérifications du pont se font en prenant un
coefficient de comportement ; autrement dit aucune incursion dans le domaine post-
élastique des matériaux. L’EN1998-2 § Figure 2.1, illustre ce comportement (voir la Figure 3-18)
en termes de caractéristiques force-déplacement.
Figure 3-18 : Comportement sismique
7 Selon l’EN1998-2 § 7.5.2.3.3 (5), les appareils d'appui à faible amortissement conformes à
l'EN 1337-3:2005 sont définis comme des appareils d'appui simples en élastomère à faible
amortissement.
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3.3.3. Avantages et inconvénients
Avantages Inconvénients
Structure intacte après séisme
Abaissement des efforts sismiques
Calculs relativement aisés
Aucune dissipation d’énergie Limites du domaine de l’emploi des
A.A. en élastomère o Capacité de descentes de
charges limitées (problème si tablier lourd)
o Couplé avec des butées parasismiques
o Les limites de déformations des A.A. en élastomères peuvent être incompatibles en zones de sismicité moyenne à forte
o Compatibilité séisme/statique peut nécessiter quelques itérations
Tableau 3-6 : Conception basée sur le principe d’isolation sismique et l’utilisation de dispositifs amortisseurs
3.3.4. Domaine d’emploi
Le domaine d’emploi d’une conception basée sur l’emploi d’A.A. en élastomère s’étend
généralement dans les deux cas suivants :
- Pour les ouvrages de sismicité moyenne ou forte
- Pour les ouvrages non-courants ou courants
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3.3.5. Méthodes d’analyses pour les actions transmises par le tablier
Même approche que dans le cas de la ductilité limitée :
- 3.1.5 Méthodes d’analyses pour les actions transmises par le tablier
o Méthodes monomodales : tablier rigide, tablier flexible…
o Méthode multimodale
Remarque : Sollicitations d’une pile indépendante du tablier, méthode du mode propre de la pile
Lorsque l’appareil d’appui est en caoutchouc fretté ou comporte un dispositif de glissement, les
vibrations de l’appui peuvent être considérées comme indépendantes des vibrations du tablier.
Dans ce cas, les forces d’inertie provenant du tablier et des appuis se combinent
quadratiquement, conformément au paragraphe 4.3.
Les efforts sismiques provenant de l’accélération propre de l’appui peuvent être calculés pour
une pile, en utilisant le spectre de réponse défini pour l’ouvrage et en calculant la fréquence
propre de la pile comme celle d’une console de caractéristiques géométriques constantes
présentant la même rigidité que l’appui vis-à-vis d’un effort horizontal en tête. Le calcul de la
période propre s’effectue comme conformément à la Figure 3-19 :
Figure 3-19 : Méthode de la pile indépendante
Pour le calcul de l’effort sismique dans la pile, on prendra en compte un champ d'accélération
uniforme, appliqué à la pile, dont la valeur est issue du spectre de réponse élastique à la
période T évaluée ci-dessus.
3.3.6. Méthodes d’analyses pour les actions transmises par la terre
Même approche que dans le cas de la ductilité limitée :
- 3.1.6 Méthodes d’analyses pour les actions transmises par la terre
o Mononobé-Okabé….
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3.3.7. Principes de dimensionnement
3.3.7.1. Combinaisons sismiques
3.3.7.1.1. Combinaison des composantes de l’action sismique
Même approche que dans le cas de la ductilité limitée :
Voir le paragraphe 3.1.7.1.1
3.3.7.1.2. Combinaison de calcul
Même approche que dans le cas de la ductilité limitée :
Voir le paragraphe 3.1.7.1.2
3.3.7.2. Dimensionnement des sections de la structure
3.3.7.2.1. Coefficients de sécurité matériaux
Même approche que dans le cas de la ductilité limitée :
Voir le paragraphe 3.1.7.2.1
3.3.7.2.2. Vérification de la flexion
Même approche que dans le cas de la ductilité limitée :
Voir le paragraphe 3.1.7.2.2
3.3.7.2.3. Vérification de l’effort tranchant
Même approche que dans le cas de la ductilité limitée :
Voir le paragraphe 3.1.7.2.3
3.3.7.2.4. Calcul du déplacement sismique de calcul
Même approche que dans le cas de la ductilité limitée :
Voir le paragraphe 0
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3.3.8. Vérification des appareils d’appui
Selon l’EN1998-2 § 6.6.2.2, les appareils d’appui doivent supporter sans détérioration le
déplacement maximal dans la situation sismique de calcul, c’est-à-dire, avec l’EN1998-2 § 7.6.2
pour les appareils d’appui en élastomère fretté (considérés comme des isolateurs d’après
l’EN1998-2 § 7.5.2.3.3) :
D’où
Analyse élastique linéaire EN1998-2 § 2.3.6.1 (7) =
EN1998-2 § 7.6.2 (1P)
Les appareils d’appui en élastomère fretté utilisés étant à faible amortissement, ces derniers
sont vérifiés conformément à la norme EN1337-3 en tenant compte des indications fournies aux
articles EN1998-2 § 7.6.2 (5 + 6 + 7). Les vérifications à apporter sont décrites ci-dessous.
3.3.8.1. Géométrie et caractéristiques des appareils d’appui
La définition géométrique de l'appareil d'appui de type B (appareil le plus couramment utilisé)
de la norme EN1337-3 § 5.3.2 est donnée sur la Figure 3-20 dans laquelle a, b, a', b' sont les
dimensions des appareils de forme rectangulaire, D et D' sont les diamètres des appareils
d'appui de forme circulaire. a et a' désignent toujours les plus petites dimensions en plan de
l'appareil d'appui s'il est rectangulaire.
Figure 3-20 : Définition géométrique d'un appareil d'appui
En fonction du nombre n de feuillets intermédiaires, on définit trois épaisseurs nécessaires au
dimensionnement :
épaisseur nominale totale de l'appareil d'appui
(
épaisseur nominale totale d’élastomère
épaisseur initiale totale moyenne d'élastomère en cisaillement, y compris les enrobages supérieurs et inférieurs
(si l’épaisseur nominale de l’enrobage est supérieure à 2.5mm, elle doit être prise en compte dans le calcul, en deçà elle est négligé econformément à EN1337-3 § 5.3.3
Module de cisaillement
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Concernant le module de cisaillement à prendre en compte dans les calculs, l’EN1998-2 §
7.5.2.4 (5) impose de prendre la valeur suivante :
Avec
la valeur du « module de cisaillement conventionnel apparent » conformément à
l’EN1337-3 § 4.3.1.1) :
Ainsi :
Coefficient de forme
Selon l’EN1337-3 § 5.3.3.1 le coefficient de forme est un moyen de tenir compte de la forme
de l’élastomère dans les calculs de résistance et de déformation. C’est le ratio entre la surface
en plan effective d’un prisme d’élastomère et sa surface périphérique libre, en déduisant les
trous éventuels (incluant une surface périphérique libre).
Pour les appareils d’appui frettés, le coefficient de forme pour chaque feuillet individuel
d’élastomère est donné par l’expression :
Pour les appareils d’appui non frettés, le coefficient de forme est donné par l’expression :
Pour les appareils d’appui en bande, le coefficient de forme est donné par l’expression :
Avec :
est la surface en plan effective de l’appareil d’appui, à savoir la surface en plan commune
à l’élastomère et à une face d’une frette d’acier, en excluant la surface des trous, si ceux-
ci ne sont pas bouchés par la suite de façon efficace
est la surface en plan totale de l’appareil d’appui en élastomère
est la largeur totale de l’appareil d’appui en bande
est la surface périphérique libre de l’appareil d’appui en incluant les trous, si ceux-ci ne
sont pas bouchés par la suite de façon efficace
est l’épaisseur effective d’un feuillet individuel d’élastomère en compression ; pour les
appareils d’appui frettés, elle est égale à l’épaisseur réelle, , pour les feuillets internes, et
à pour les feuillets extérieurs dont l’épaisseur est ≥ 3 mm ; pour les appareils
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d’appui non frettés et en bande, elle est égale à (ti est l’épaisseur d’un feuillet
individuel d’élastomère)
Remarques : Pour un appareil d’appui rectangulaire dépourvu de trous :
(
Avec :
est la largeur effective de l’appareil d’appui (à savoir la largeur des frettes)
est la longueur effective de l’appareil d’appui (à savoir la longueur des frettes)
3.3.8.2. Démarche des vérifications à entreprendre
3.3.8.2.1. Calcul de l’air non-réduite
Selon l’EN1337-2 § 5.3.3.2 la surface en plan effective réduite due aux effets de distorsion est
donnée par l’expression :
(
)
Avec :
est le déplacement relatif horizontal maximal des parties de l’appareil d’appui dans la
direction de la dimension a de l’appareil d’appui, dû à l’ensemble des effets des charges
de calcul ;
est le déplacement relatif horizontal maximal des parties de l’appareil d’appui dans la
direction de la dimension b de l’appareil d’appui, dû à l’ensemble des effets des charges
de calcul.
Remarque : Selon l’EN15129 § 8.2.3.1, l’air réduite doit être calculé en tenant compte
uniquement des déformations d’origine non-sismique !
3.3.8.2.2. Vérification au flambement
Appareils d’appui rectangulaires :
(
Appareils d’appui circulaires :
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3.3.8.2.3. Vérification de la traction dans les frettes
Selon l’EN1337-2 § 5.3.3.5, pour résister aux contraintes de traction induites sous charge,
l’épaisseur minimale des frettes en acier d’un appareil d’appui fretté est donnée par
l’expression :
(
Avec :
effort vertical de calcul
aire réduite
représentent l’épaisseur d’élastomère de chaque côté de la frette
est la limite d’élasticité de l’acier
est un coefficient pour les contraintes de traction induites dans la frette dont la valeur est
donnée ci-après :
sans trous : Kh = 1
avec trous : Kh = 2
coefficient de sécurité égale à 1
coefficient de correction de contrainte égale à 1.3
3.3.8.2.4. Vérification du non-glissement
Selon l’EN1337-2 § 5.3.3.6, pour les appareils d’appui non ancrés, les formules suivantes
doivent être respectées :
{
(
)
Contrairement à ce qui est indiqué dans l’EN 1337-3, la seconde vérification n’est pas à vérifier
avec les charges permanentes seules mais avec la combinaison sismique la plus défavorable
conformément à l’EN 1998-2 § 7.6.2 (5).
Avec :
est la résultante de tous les efforts horizontaux
est l’effort vertical minimal de calcul coexistant avec
est le coefficient de frottement donné par l’expression ci-après :
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où :
= 0,6 pour le béton
= 0,2 pour toutes les autres surfaces, y compris les mortiers de pose aux résines
est la contrainte moyenne de compression à partir de
Remarque : Dans la plupart des cas il ne sera pas possible de vérifier les conditions de non-
glissement en zone sismique et on sera amené à prévoir des dispositifs anti-
cheminement.
3.3.8.2.5. Vérification de la limite en rotation
Selon l’EN1337-2 § 5.3.3.6, pour les appareils d’appui frettés, la limite en rotation doit être
satisfaite lorsque la déformation verticale totale ∑ est conforme à :
Pour les appareils d’appui rectangulaires ∑
( )
Pour les appareils d’appui circulaires ∑
(
Avec :
le diamètre effectif de l’appareil d’appui
le coefficient de rotation égal à 3.0
l’angle de rotation autour de la largeur, a, de l'appareil d’appui ;
l’angle de rotation (le cas échéant) autour de la longueur, b, de l’appareil d’appui ;
∑ le tassement total (= déformation verticale totale) produisant et
∑
(
) avec (EN1337-2 § 5.3.3.7)
Remarque : Selon l’EN1337-2 § 7.1.4, il convient d’intégrer un défaut de pose dans la rotation
d’une valeur de :
0.3% pour les appareils d’appui supportant une structure préfabriquée ou en acier
0.1% pour les appareils d’appui supportant une structure coulée en place
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3.3.8.2.6. Vérification de la limite de la distorsion ε
Selon l’EN1337-2 § 5.3.3, en un point quelconque de l’appareil d’appui, la somme des
déformations ( ) due à l’effet des charges de calcul ( ) doit vérifier les expressions
suivantes :
( )
(L’EN1998-2 § 7.6.2 (6))
Avec :
selon l’EN1998-2 § 7.6.2 (5)
la déformation de calcul due aux charges de compression de calcul
la distorsion de calcul due aux mouvements en translation de conception
est le déplacement relatif horizontal maximal résultant des parties de l’appareil
d’appui obtenu par addition vectorielle de et de
la déformation de calcul due à la rotation angulaire de calcul
( )
∑(
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3.3.9. Vérification des butées parasismiques
Dans le cas où les appareils d’appui dimensionnés en service, sont justifiés sous sollicitations
sismiques (avec l’application du coefficient ), il n’est pas indispensable de recourir à
des butées parasismiques de sécurité.
Néanmoins, si ces conditions ne sont pas remplies, il conviendrait de déterminer leur position
de telle manière à profiter au maximum de l’isolation conférée par les appareils d’appui en
exploitant leur capacité maximale de déformation.
Ainsi, le jeu disponible, , au niveau des butées est déterminé en fonction des appareils d’appui
en veillant à ne pas le surestimer de manière inutile afin de limiter les effets de choc provenant
de la mise en mouvement du tablier. Un exemple de butée parasismique résistant au séisme
transversal est représenté à la Figure 3-21.
Des butées parasismiques latérales de sécurité entrant en jeu en fin de course des appareils
d’appui viennent donc apporter une sécurité supplémentaire vis-à-vis du risque d’échappement
latéral du tablier.
Figure 3-21 : Principe des butées parasismiques
Pour plus de détails concernant le dimensionnement des butées parasismiques, se rendre au
chapitre 4.5.5.
Guide de conception
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4. Méthodes d’analyses par éléments
4.1. Tablier
Selon l’EN1998-2 § 6.1 (3P), la formation de rotule de plastique n’est pas permise dans le
tablier. De ce fait aucune disposition constructive, d’un point de vue sismique, n’est nécessaire
hors celles dues au dimensionnement des actions non-sismiques. De ce fait, en dehors des
ponts cadres non traités dans ce présent guide, les tabliers de pont, qu’ils soient en béton, acier
ou mixte ne sont en général pas endommagés lors d’un séisme du fait d’un sous-
dimensionnement (principe du dimensionnement en capacité). Les points suivants doivent être
vérifiés :
- Les tabliers de pont en béton précontraint doivent être vérifiés sous l’effet de la
composante verticale du séisme,
- Pour des piles encastrées dans le tablier, on doit s’assurer lors du dimensionnement du
noeud que la rotule plastique se forme dans la pile et non dans le tablier. On prend donc
en compte le coefficient de surcapacité pour calculer le ferraillage dans le tablier dû
au moment d’encastrement,
- La diffusion des efforts concentrés doit être étudiée en cas de possibilité de choc du
tablier, par exemple contre une butée.
- Déterminer le besoin ou non de butées parasismiques
- Déterminer la longueur minimale d’appui pour éviter le risque d’échappement
4.2. Fondations
De manière générale, l’EN1998-2 traite de deux types de fondations :
- Les fondations profondes
- Les fondations superficielles
4.2.1. Fondations profondes
Pour ce qui est des fondations profondes (non traité dans ce présent guide), il est vivement
conseillé de se reporter à l’EN1998-2 § 6.4.2.
4.2.2. Fondations superficielles
4.2.2.1. Vérification de la stabilité externe
Pour ce qui est des fondations superficielles, telles que les semelles, les radiers, les
caissons, les puits etc…, il convient de manière générale, conformément à l’EN1998-2 § 6.4.1
(1P), de ne pas permettre aux matériaux de pénétrer dans le domaine plastique.
Les calculs doivent être menés en combinant les directions longitudinales et transversales du
séisme. Par contre, pour ce qui est du ferraillage de la semelle (seul type de fondation traité
dans ce guide), il peut être déterminé en considérant les plans principaux d’inertie du fût de
l’appui.
Guide de conception
Kévin Wegrich Ingérop Conseil & Ingénierie Page 114
Une fois les sollicitations en pied de semelle calculées, on peut procéder aux différentes
vérifications concernant la stabilité globale d’une semelle par exemple. L’EN1998-2 § 5.8.3
renvoie à l’EN1998-5 § 5.4.4 qui précise les vérifications à effectuer, à savoir :
Vérification au renversement
On utilisera le diagramme de Meyerhof avec la condition suivante (vérification que le taux de
décompression aux E.L.U. ne dépasse pas 90% de la surface de la semelle) :
Avec
Vérification de la rupture par capacité portante
On utilisera les résultats des essais pressiométriques en vérifiant la condition suivante :
}
Avec :
(
)
(
vis-à-vis des résultats des essais préssiométriques, et conformément à l’EN1997 § 1
Vérification de la rupture par glissement (la base de la semelle étant supposée située
au-dessus de la nappe)
On utilisera le schéma d’une fondation ancrée dans du gravier ( , pas de cohésion) en
vérifiant la condition suivante :
Avec :
selon à l’EN1998-5 § 5.4.1.1
l’angle de frottement de l’interface sol-structure sous la base de la semelle, fonction du
type de sol, conforme à l’EN1997-1 § 6.5.3
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la valeur de calcul effort normal sur la base horizontale
la valeur de calcul de la résistance latérale conformément à l’EN1998-5 § 5.3.2
Remarque : Dans le cas des fondations situées en dessous du niveau de la nappe phréatique,
la valeur de calcul de la force de frottement doit être évaluée sur la base de la
résistance non drainée, conformément à l’EN 1997-1 § 6.5.3.
4.2.2.2. Vérification de la stabilité interne
Pour le calcul du ferraillage d’une semelle, deux méthodes peuvent être utilisées :
La méthode des bielles
Figure 4-1 : Dimensionnement d'une semelle : Méthode des bielles
La condition des bielles impose que
Le moment fléchissant doit rester inférieur au moment résistant :
La méthode des poutres
Elle concerne le dimensionnement des semelles souples qui se dimensionnent comme une
console B.A. en suivant le principe de la Figure 4-2
Figure 4-2 : Dimensionnement d'une semelle : Méthode des poutres
La longueur de la poutre en console est égale à la longueur de la Figure 4-2 avec en
complément un quart de l’épaisseur du poteau dû à l’écrêtage du pic du moment fléchissant.
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4.3. Pile
Concernant les piles, la résistance des sections doit être vérifiée près des nœuds de la
structure (généralement en pied (et/ou en tête) en fonction du type de liaison) et au niveau des
variations de coffrage ou de ferraillage vertical. Les justifications se font à l’effort tranchant ainsi
qu’en flexion en tenant compte du choix de conception (ductilité limité ou ductile).
Logiquement, la justification des sections devrait se faire en flexion composée déviée du fait de
la concomitance entre les trois directions d’excitation.
Néanmoins, pour ce qui est des ouvrages courants à biais modéré (angle de biais supérieur à
78 grad ou 70°) et lorsque les formes des piles sont simples, il est admissible de se limiter à
des vérifications en flexion composée selon deux plans perpendiculaires (plans définis par un
axe vertical et un des axes principaux d’inertie de la section horizontale du fût de pile) :
simplification décrite à la Figure 4-3.
Selon l’EN1998-2 § 4.1.7 (1), les effets de la composante sismique verticale sur les piles
peuvent être négligés dans les zones à sismicité faible ou modérée.
Figure 4-3 : Simplification admise pour les ouvrages courants aux piles de forme simple (cas d'un appui biais par rapport au tablier)
Selon l’EN1998-2 § 2.3.2.2 (10) il convient, généralement, que les piles liées au tablier par des
assemblages glissants ou flexibles (appareils d'appui glissants ou appareils d'appui souples en
élastomère) restent dans le domaine élastique.
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L’ensemble des vérifications énoncées précédemment doivent se faire en tenant compte des
effets sismiques suivants (voir la Figure 4-4) :
- effort transmis par le tablier noté sous séisme horizontal et sous séisme vertical,
- effort d’inertie dû à l’accélération de la masse de la pile noté sous séisme horizontal
et sous séisme vertical.
Figure 4-4 : Efforts sismiques à prendre en compte pour la vérification d'une pile
Contrairement au cas des culées (voir paragraphe suivant), on pourra négliger la poussée et la
butée des terres ainsi que l’effort d’inertie provenant de l’accélération de la masse des terres
sur les semelles. Néanmoins, dans le cas de sol de mauvaise qualité, une interaction sol-
structure pourra être prise en compte par modélisation du sol. Dans le cas des piles immergées,
une masse additionnelle d'eau agissant horizontalement doit être prise en compte pour tenir
compte de l'interaction hydrodynamique. En effet, conformément à l’EN1998-2 § 4.1.2 (5),
lorsque les piles sont immergées dans l'eau, faute d'une évaluation plus précise de l'interaction
hydrodynamique, cet effet peut être évalué en prenant en compte une masse additionnelle
d'eau entraînée agissant dans les directions horizontales, par unité de longueur des piles
immergées. L'influence hydrodynamique sur l'action sismique verticale peut être négligée.
(L’EN1998-2 § Annexe F donne une méthode de calcul de la masse additionnelle d'eau
entraînée dans les directions horizontales, pour les piles immergées).
Remarque en fonction de l’appareil d’appui (A.A.) utilisé :
A.A. fixe A.A. glissant A.A. en caoutchouc fretté
- Intégrer la moitié de la masse de la pile dans le tablier (EN1998-2 § 4.2.2.3 (2P))
- Pile vibre indépendamment du tablier
- Accélération de la masse déduite par lecture du spectre de réponse
- Combinaisons quadratiques des modes de la pile et du tablier
- Période fondamentale calculée conformément méthode du mode propre au paragraphe 3.3.5
- Combinaisons quadratiques des modes de la pile et du tablier
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Donc, dans chaque plan vertical, les sollicitations doivent être cumulées quadratiquement si les
modes propres concernés sont différents. Par contre, elles doivent être cumulées directement si
les modes propres en jeu sont identiques. Si l’on désigne par S(F) les sollicitations créées dans
la section considérée par l’effort sismique F, les combinaisons à prendre en compte, par
exemple lorsque le séisme horizontal est prépondérant, sont :
√[ ( )] [ ( ]
√[ ( )] [ ( ]
pour un tablier qui n’est pas fixé sur
le pile (A.A. en caoutchouc fretté ou A.A. glissant)
[ ( )] [ ( ] pour un tablier qui est fixé sur la pile ou la culée (A.A. fixe,
section rétrécie, encastrement)
Les piles métalliques doivent être vérifiées conformément aux prescriptions de l'EN1998-2 qui
renvoie à l'EN1998-1, paragraphes § 6.5.2, § 6.5.3 (les aciers de classe 3 n'étant admis que
lorsque le coefficient de comportement reste inférieur à 1.5), § 6.5.4, § 6.5.5 et § 6.5.9.
Selon le type d'ossature des piles, il convient de se reporter à l’EN1998-2 § 5.7.1.2 à l’EN1998-
2 § 5.7.1.4.
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4.4. Culée
4.4.1. Exigences générales
Selon l’EN1998-2 § 2.3.2.2 (10) il convient, généralement, que les culées liées au tablier par
des assemblages glissants ou flexibles (appareils d'appui glissants ou appareils d'appui souples
en élastomère) restent dans le domaine élastique.
Selon l’EN1998-2 § 4.1.7 (9), les culées connectées de façon flexible au tablier appartiennent à
la catégorie des structures de pont dont la masse suit essentiellement le mouvement sismique
horizontal du sol (structures «bloquées») qui ne font pas l'objet d'une amplification significative
de l'accélération horizontale du sol. Ces structures sont caractérisées par une très faible valeur
de la période naturelle dans les directions horizontales (T ≤ 0,03 s). La réponse inertielle de ces
structures dans les directions horizontales peut être évaluée en calculant les forces d'inertie
horizontales directement à partir de l'accélération sismique du sol et q = 1.
L’ensemble de ces recommandations sont conformes à l’EN1998-2 § 6.7.1 (1P) qui exige que
tous les éléments structuraux critiques des culées doivent être dimensionnés de manière à se
comporter de façon essentiellement élastique sous l'effet de l'action sismique de calcul.
Par souci de simplification, il est admissible de se limiter à des vérifications séparées dans le
sens longitudinal et dans le sens transversal ou, pour une culée biaise, dans les plans définis
par un axe vertical et un des axes principaux d’inertie de la section horizontale du voile de la
culée.
La poussée dynamique des terres est calculée par la méthode de Mononobé-Okabé explicitée
au paragraphe 3.1.6. On néglige en général la butée et le poids des terres se trouvant à l’avant
de la culée car celles-ci sont susceptibles d’être remaniées lors de travaux d’entretien ou
d’élargissement.
4.4.2. Culée connectée de manière flexible au tablier (EN1998-2 § 6.7.2)
Dans le cas des culées connectées de manière flexible au tablier, ce dernier est supporté par
des appareils d'appui glissants ou en élastomère. Les appareils d'appui en élastomère (ou les
attelages sismiques, le cas échéant) peuvent être dimensionnés pour contribuer à la résistance
sismique du tablier, mais pas à celle des culées.
Lorsque les poussées des terres sont déterminées conformément à l'EN 1998-5, sur la base
d'un déplacement acceptable de la culée, il convient de prévoir ce déplacement dans le calcul
de l'espace à prévoir entre le tablier et le mur garde-grève de la culée. Dans ce cas, il convient
également de s'assurer que le déplacement considéré peut avoir lieu réellement, avant que ne
survienne une défaillance éventuelle de la culée elle-même. Cette exigence est jugée satisfaite
si le dimensionnement du corps de la culée est effectué en utilisant la partie sismique des
actions majorée de 30 %. Autrement dit, le dimensionnement du corps de la culée est effectué
en utilisant la poussée des terres supplémentaires dues au séisme majorée de 30 %
( avec la poussée dynamique des terres et la poussée statique des terres).
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4.4.3. Culée connectée de manière rigide au tablier (EN1998-2 § 6.7.3)
La liaison entre la culée et le tablier est considérée comme rigide, si elle est soit monolithique,
soit réalisée par des appareils d'appui fixes ou par des attelages dimensionnés pour supporter
l'action sismique. Des culées de ce type jouent un rôle majeur dans la résistance sismique de
l’ouvrage, selon les directions longitudinale et transversale.
Il convient que le modèle utilisé pour l'analyse intègre l'effet de l'interaction entre le sol et les
culées, en utilisant des valeurs réalistes pour les caractéristiques pertinentes de raideur du sol
ou des valeurs correspondant aux raideurs limites supérieure et inférieure afin d'obtenir des
résultats qui soient du côté de la sécurité tant pour les culées que pour les piles.
Un coefficient de comportement doit être utilisé, dans l'analyse du pont. Hors dans le
cas d’une culée enterrée dans des formations naturelles de sol raide sur plus de 80 % de sa
hauteur, elle peut être considérée comme entièrement encastrée. Dans ce cas, il convient
d'utiliser la relation et de déterminer les forces d'inertie sur la base de la valeur de calcul
de l'accélération du terrain en surface du site, (c'est-à-dire sans amplification spectrale).
Pour que les détériorations du sol ou du remblai derrière les culées connectées de manière
rigide au tablier restent dans des limites acceptables, il convient que le déplacement sismique
de calcul ne dépasse pas une valeur limite, , dépendant de la catégorie d'importance du
pont :
Catégories d’importance III :
Catégories d’importance I et II : aucune limitation
Remarque : Les valeurs à utiliser pour certains types de ponts (rails, canaux…) sont définies
pour chaque projet individuel, à l’ELU et à l’ELS le cas échéant, en fonction des
exigences propres à ces ouvrages.
La vérification des culées doit se faire en tenant compte des effets indiqués sur les figures
suivantes. Il est nécessaire de distinguer les vérifications de stabilité interne (ferraillage des
murs ou de poteaux, etc.) et la stabilité externe (glissement ou renversement de la semelle,
etc.).
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4.4.4. Vérification de stabilité
4.4.4.1. Vérification de la stabilité interne (ferraillage)
Efforts sismiques vers le tablier
Avec :
- , : efforts transmis par le tablier sous séisme
- , : efforts provenant de l’accélération de la culée, calculés
avec et
- : poussée des terres calculée selon Mononobé-Okabé
Efforts sismique vers la culée
Avec :
- , : efforts transmis par le tablier sous séisme
- , : efforts provenant de l’accélération de la culée, calculés
avec et
- : poussée des terres avec un coefficient de butée de 1
Tableau 4-1 : Schémas pour la vérification de la stabilité interne de la culée (ferraillage)
Selon les recommandations des Guides du Sétra, lorsque le chevêtre repose sur des poteaux
et non sur un voile continu, on appliquera la poussée ou la butée des terres sur une surface
fictive trois fois plus large que le poteau (sans dépasser la largeur totale de la culée) afin de
tenir compte de l’effet de voûte qui se développe dans le sol. En tenant compte de la norme NF
P 94-282 on peut déterminer la largeur à prendre en compte selon la figure B.3.7.1 (voir la
Figure 4-5) de cette norme qui présente les efforts de poussée/butée à considérer pour la
vérification des écrans composites (Définition au paragraphe B.4.1 (1) : d’éléments de
fondations profondes pieux, micro-pieux, barrettes, régulièrement espacés constituant la
structure résistante de l’ouvrage).
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Figure 4-5 : Efforts de poussée/butée à considérer pour la vérification des écrans composites
Il est loisible de ne pas effectuer la vérification avec l’effort sismique vers la culée, sous réserve
de disposer un ferraillage symétrique dans le mur ou les poteaux de la culée. En outre, cette
vérification n’est pas imposée par l’EN1998-2 pour les culées connectées de manière flexible au
tablier.
L’EN1998-2 § 6.7.3 (8) prévoit de dimensionner les culées connectées de manière rigide au
tablier sous les effets cumulés de la poussée statique des terres et de la réaction du sol
provoquée par le mouvement de la culée et des murs en aile en direction du remblai. Cette
disposition est couverte pour les cas courants par les hypothèses définies ci-dessus.
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4.4.4.2. Vérification de la stabilité externe (glissement, renversement etc…)
Efforts sismiques vers le tablier
Avec : - , : efforts transmis par le tablier
sous séisme
- , : efforts provenant de l’accélération de la culée, calculés avec
et
- : poussée des terres calculée selon Mononobé-Okabé
- , : efforts provenant de l’accélération de la masse des terres reposant sur la semelle, calculés avec
et
Tableau 4-2 : Schéma pour la vérification externe de la culée (stabilité)
La poussée ou la butée des terres sont appliquées sur une surface verticale fictive qui passe
par l’arrière de la semelle et de même largeur que cette dernière.
La masse des terres à accélérer avec le mur est délimitée par cette surface.
On pourra négliger l’effet de la dalle de transition.
Les concomitances entre les sollicitations créées par chacun des efforts doivent être prises en
compte de la manière suivante :
les sollicitations créées par , , , et sont concomitantes et doivent être
cumulées directement
les sollicitations créées par et doivent être cumulées directement si le tablier est
fixé sur la culée. Si le tablier n’est pas fixé sur la culée, les pratiques anciennes (PS92)
consistaient à les cumuler quadratiquement avec les précédentes. L’EN1998-2 § 6.7.2
(2) préconise désormais de supposer que ces actions agissent en phase, ce qui revient
également à un cumul direct.
Dans tous les cas de figures, lorsque le séisme horizontal est prépondérant, les combinaisons
des sollicitations sont par exemple :
[ ( ( ( ( ] [ ( ( ( ]
La poussée des terres sous séisme désignée par intègre l’effet du séisme vertical. De ce fait,
des valeurs différentes sont à utiliser selon que le séisme vertical soit ascendant ou
descendant.
Les vérifications à faire dans le sens transversal sont basées sur les combinaisons analogues.
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4.4.5. Méthode de calcul informatisée
Une méthode pour calculer non seulement le ferraillage et la stabilité au glissement est de
procéder au découpage de la culée, pour informatiser les calculs de la manière (par exemple)
suivante (pour une vérification de la stabilité) :
Géométrie de la culée
Masse et volume de chaque élément
A partir de ce découpage et d’un repère placé au coin gauche de la semelle, nous pouvons
déterminer les dimensions, le volume et la masse de chaque élément avec les hypothèses
suivantes :
Position du CdG et des masses inertielles de chaque élément
La vérification de la stabilité de la culée étant déterminée par rapport à l’excitation de toute la
masse de cette dernière, il nous faut connaitre la position du centre de gravité de chaque
élément dans les deux directions (x et z) :
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Calcul de la poussée des terres
Selon l’Eurocode 8, la valeur de la poussée des terres est donnée par la formule suivante plus
la formule de Mononobé-Okabé:
(
Hypothèse de calcul :
Cas de θ = 10,53° => = 0,461 => Pad = 161,789 kN/m de culée
Cas de θ = 11,96° => = 0,483 => Pad = 148,730 kN/m de culée
Calculs des efforts sismiques : moments stabilisants et renversants
La vérification de la stabilité de la culée sous un séisme longitudinal se fait en vérifiant plusieurs
critères :
- Vérification au renversement
- Vérification au glissement
Dans les deux cas, il faut distinguer le cas où la masse de culée est alourdie par et le cas où
elle est allégée par :
Vérification de stabilité (par exemple)
- Distinguer pour la vérification au glissement
(
- Distinguer pour la vérification au glissement
(
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4.5. Organes d’appui
4.5.1. Généralités
Les organes d’appui faisant l’objet de dispositions particulières dans l’Eurocode 8 sont décrits
dans l’EN1998-2 § 6.6.2. Les différentes solutions utilisées pour transmettre les efforts du
tablier aux appuis sont :
transmission directe par un encastrement (par exemple ponts cadres ou portiques)
appareils d'appui fixes
appareils d’appui en caoutchouc fretté,
appareils d’appui à pot,
appareils d’appui d’un des deux types précédents associés à un dispositif de glissement
Généralement, la solution la plus intéressante consiste à utiliser des appareils d’appui en
caoutchouc fretté sur tout ou partie des piles (les vérifications à entreprendre dans ce cas-là
sont données au paragraphe 3.3.8).
Conformément à l’EN1998-2 § 6.6.3.2 (1P), des dispositifs anti-soulèvement doivent être prévus
sur tous les appuis où la réaction verticale totale sur le support (ou l'appui) due à l’action
sismique de calcul compense plus de 80% de la réaction de compression pour les ponts à
comportement ductile (prise en compte du dimensionnement en capacité) et 50% pour les ponts
à comportement en ductilité limitée. En outre, l’EN1998-2 § 6.6.3.2 (2) précise qu'aucun
soulèvement des appareils d'appui individuels ne doit se produire dans la situation sismique de
calcul.
Bien que n’ayant pas fait l’objet d’une étude particulière de ma part, (hors appareils d’appui en
élastomère fretté à faible amortissement) la suite de cette partie décrira les différentes
recommandations générales à appliquer dans l’utilisation des différents types d’appareils
d’appui (basées sur les Eurocodes et les Guides du Sétra).
4.5.2. Appareils d’appui fixes
Selon l’EN1998-2 § 6.6.2.1, les appareils d'appui fixes peuvent être dimensionnés uniquement
pour les effets de la situation sismique de calcul obtenue à partir de l'analyse, à condition qu'ils
puissent être remplacés sans grande difficulté et que des attelages sismiques soient prévus
comme défenses supplémentaires. À l'exception des conditions définies précédemment, les
effets des actions sismiques de calcul agissant sur les appareils d'appui fixes doivent être
déterminés par le dimensionnement en capacité.
Les appareils d’appui à pot de caoutchouc ou métalliques sont le plus souvent des produits
fournis sur catalogue par les fabricants, en fonction des efforts verticaux et horizontaux à
transmettre. L'Eurocode 8 ne fournissant pas d'éléments sur le sujet, il convient de s’assurer
que les efforts obtenus sous les combinaisons sismiques sont dans le domaine d’emploi de
l’appareil d’appui choisi. Pour ce faire, on pourra exiger du fabricant une note de calcul
(généralement selon l'Eurocode 3) ou mieux, des procès-verbaux d’essais.
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4.5.3. Appareils d’appui glissants
Selon l’EN1998-2 § 6.6.2.2, les appareils d'appui mobiles/glissants doivent supporter sans
détérioration le déplacement sismique de calcul total dans la situation sismique de calcul.
Les appareils d’appui à pot de caoutchouc ou métalliques sont le plus souvent des produits
fournis sur catalogue par les fabricants, en fonction des efforts verticaux et horizontaux à
transmettre. L'Eurocode 8 ne fournissant pas d'éléments sur le sujet, il convient de s’assurer
que les déplacements obtenus sous les combinaisons sismiques, majorés du coefficient de
fiabilité soit dans le domaine d’emploi de l’appareil d’appui choisi.
4.5.4. Appareils d’appui en élastomère fretté
Selon l’EN1998-2 § 6.6.2.3, la justification vis-à-vis des sollicitations sismiques des appareils
d'appui en élastomère doit être réalisée suivant la norme EN15129 "Dispositifs antisismiques".
Celle-ci classe les appareils d’appui (ou isolateurs conformément à l’EN1998-2 § 7.5.2.3.3) en
élastomère en deux types (voir l’EN15129 § 8.2.1.1) :
- les appareils d’appui à faible amortissement ( )
- les appareils d’appui à fort amortissement ( )
Cette justification doit être réalisée conformément à l’EN15129 § 8.2.3.3, aussi bien pour les
appareils d'appui en élastomère à fort amortissement que ceux à faible amortissement.
Néanmoins, pour les appareils d'appui à faible amortissement soumis à une faible action
sismique (conformément à l’EN15129 § 8.2.1.1), les prescriptions de l’EN1337-3 s’appliquent,
complétées par celles de l’EN15129 § 8.2.1.2.11.
Selon l’EN15129 § 8.2.1.1, une action peut être considérée comme faible lorsque :
- le déplacement sismique de calcul, est inférieur au déplacement total engendré par
les autres actions comme expliqué en l'EN1998-2 § 7.6.2 (2)
- l'effort sismique horizontal maximal est inférieur à l'effort horizontal total engendré par
les autres actions comme détaillé au à l'EN1998-2 § 7.6.2 (2)
Etant donné que la solution la plus intéressante consiste à utiliser des appareils d’appui en
caoutchouc fretté sur tout ou partie des piles, et n’ayant pas étudié d’autre cas, je ne
présenterais pas les vérifications à entreprendre pour les autres types d’appareils : se reporter
aux normes énoncées (voir les vérifications à entreprendre pour les appareils d’appui à faible
amortissement au paragraphe 3.3.8). Néanmoins voici quelques recommandations pour les cas
suivants fortement basées sur les écrits du Sétra :
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A.A. couplés à des attelages sismiques jouant le rôle de butée de sécurité
Selon l’EN1998-2 § 6.6.1 (2P), dans certains cas de figure, il peut être intéressant de compléter
les appareils d'appui en élastomère par des attelages sismiques jouant le rôle de butée de
sécurité. Cela permet notamment de se dispenser du coefficient de fiabilité sur le
dimensionnement de l’appareil d’appui.
Ces attelages doivent être prévus avec un jeu ou des marges appropriées de manière à
demeurer inactifs sous l'action sismique de calcul, et n'intervenir qu'en fin de course de
l'appareil d'appui.
Dans ce cas il conviendra en théorie de représenter correctement le comportement de la liaison
entre le tablier et l’appui considéré avant et après mise en butée ou sollicitation de l’attelage.
Ceci se traduit généralement par une courbe bi-linéaire à rigidité croissante telle que définie sur
la figure ci-dessous. A minima, une approximation linéaire équivalente (voir Figure 4-6) basée
sur la rigidité sécante (courbe C) peut être utilisée. La valeur de la rigidité sécante est alors
évaluée à partir de la somme de la flèche élastique maximale de l’appui et du jeu de l’attelage
(ou course de l’appareil d’appui) tels que l'énergie globale mise en jeu (surface balayée
par la courbe ci-dessous) soit égale à 1,5 fois l'énergie au déplacement sismique de calcul .
Dans les cas les plus courants, une approche simplifiée est néanmoins permise, qui consiste
uniquement à dimensionner les butées de sécurité pour 75% des efforts sismiques de calcul
repris par les appareils d’appui en fin de course.
Figure 4-6 : Relation force-déplacement pour une structure attelée
Cette approximation permet d'évaluer les sollicitations de dimensionnement de la butée
( ( ) et de l'élément d'appui, pile ou culée ( ; ).
A.A. en élastomère sur une partie des piles et fixes sur les autres piles
Dans ce cas, les appareils d'appui en élastomère sont dimensionnés pour résister aux
déplacements sismiques de calcul (majorés du coefficient ), les efforts sismiques étant repris
principalement (mais pas uniquement) par les appuis fixes.
A.A. en élastomère sur tout ou partie des appuis, complétés par des dispositifs de
blocage reprenant les efforts sismiques
Dans certains cas, il est utile de bloquer le fonctionnement de l’appareil d’appui dans une des
deux directions horizontales, par exemple pour préserver l’intégrité des équipements (joints de
chaussée, dispositifs de retenue...), ou parce qu'on ne souhaite pas dimensionner les appareils
d'appui pour les efforts sismiques de calcul. Bien entendu, le modèle de calcul dynamique doit
tenir compte de ce blocage.
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4.5.5. Butée
Les butées pourront être en charpente métallique ou en béton armé. Il convient de distinguer
deux sortes de butées :
Les butées de sécurité (qui entrent dans la famille des attelages sismiques) qui sont
destinées à empêcher le tablier de quitter ses appuis sous l’action du séisme ultime. Ce
sont des butées permettant les libres distorsions des appareils d'appui sous les actions
sismiques. Elles ne s’imposent pas sur les lignes d’appui assurant le blocage transversal
du tablier service (appareils d’appui fixes, ...).
Les butées de blocage qui sont destinées à limiter fortement le déplacement relatif du
tablier par rapport à ses appuis sous séisme. Ces butées jouent, bien évidemment
également le rôle de butées de sécurité.
Selon l’EN1998-2 § 6.6.3.1, les butées (considérées comme des attelages effectifs) sont
exigées dans les cas suivants :
a. en complément des appareils d'appui en élastomère, avec les attelages dimensionnés pour
supporter l'action sismique de calcul
b. en complément aux appareils d'appui fixes qui ne sont pas dimensionnés pour les effets du
dimensionnement en capacité
c. dans la direction longitudinale pour la mise à niveau des ponts existants au droit des appuis
d'extrémité mobiles entre le tablier et la culée ou la pile, lorsque les exigences pour le repos
d'appui minimal spécifiées au paragraphe 4.5.6 ne sont pas satisfaites
d. entre les sections contiguës du tablier au droit des joints de séparation intermédiaires
(situés en travée).
Les actions de calcul pour les attelages sismiques des paragraphes ci-dessus doivent être
déterminées comme suit :
- dans les cas (a), (b) et (c) comme effets du dimensionnement en capacité (la résistance
horizontale des appareils d'appui doit être supposée nulle)
- dans le cas (d) et faute d'une analyse plus précise qui tienne compte de l'interaction
dynamique des sections adjacentes du tablier, les éléments de liaison peuvent être
dimensionnés pour une action égale à où est l'accélération de calcul
au niveau d'un sol de classe A, est le paramètre du sol défini à l'EN 1998-1 § 3.2.2.2,
et est la masse du tronçon du tablier lié à une pile ou à une culée, ou la plus faible
des masses des deux tronçons de tablier de chaque côté du joint de séparation
intermédiaire.
Les attelages doivent être prévus avec un jeu ou des marges appropriés de manière à
demeurer inactifs :
- sous l'action sismique de calcul dans les cas (c) et (d)
- sous toutes les actions non sismiques dans le cas (a)
Lorsque l'on utilise des attelages sismiques, il est recommandé de prévoir des dispositifs
destinés à réduire les effets de choc (voir l’EN1998-2 § 6.6.3.3).
La détermination du ferraillage des butées transversales (fait en console courte aux anciens
règlements du B.A.E.L.) doit se faire en utilisant le modèle du corbeau (EN1992-1-1 § Annexe
J.3) basé sur le modèle bielles-tirants de l’EN1992-1-1 § 6.5.
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Remarques sur les butées de sécurité
Les butées de sécurité n’entrent en jeu qu’en cas de déformation extrême de l’appareil d’appui.
Elles doivent donc être conçues de telle sorte qu’elles laissent libre un jeu égal au déplacement
calculé sous la combinaison sismique.
Dans le cas de butées de sécurité disposées pour éviter la chute du tablier sous l’effet du
séisme longitudinal, il convient de prendre en compte également une portion des effets
thermiques et la totalité des effets différés dans le calcul du jeu :
- : déplacement dû aux actions permanentes et quasi-permanentes
- : déplacement de calcul dû aux mouvements thermiques
- : déplacement dû aux effets différés
- : déplacement sismique
Remarque : Pour les ponts urbains à trafic intense, c’est-à-dire ceux de la classe 1, il convient
d'ajouter 20 % des charges d’exploitation à caractère normal (30% pour les ponts
ferroviaires).
Le jeu dégagé ne doit pas être plus important afin de limiter les effets de choc provenant de la
mise en mouvement du tablier. Un exemple est donné à la Figure 4-7.
Figure 4-7 : Principe des butées de sécurité
Remarques sur les butées de blocage
Les butées de blocage reprennent la totalité des efforts sismiques, elles doivent donc être
dimensionnées pour résister aux actions de calcul résultant du principe de dimensionnement en
capacité (efforts résultant de l'atteinte du niveau de plastification dans la pile sous-jacente).
Le dispositif est analogue aux butées de sécurité décrit ci-dessus, avec un jeu réduit à une
valeur ne dépassant pas 15mm. Cette distance constitue un compromis entre :
- les tolérances de réalisation sur chantier,
- le jeu nécessaire pour laisser libres les déformations dans la direction perpendiculaire
au blocage,
- le jeu à ne pas dépasser pour éviter les effets de chocs.
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4.5.6. Repos d’appui minimal
Selon l’EN1998-2 § 6.6.4, il faut prévoir une surface d’appui suffisante pour le tablier sur les
piles et les culées afin d’éviter que le tablier ne s’échappe de sa surface d’appui. Cet article
demande de vérifier que le recouvrement entre le tablier et son support présente une longueur
suffisante d’appui minimal égale (voir Figure 4-8) à :
Figure 4-8 : Repos d'appui minimal
Avec
la longueur minimale d'appui assurant la transmission en toute sécurité de la réaction
verticale, avec un minimum de 400 mm,
le déplacement effectif des deux parties, dû à la variation spatiale du déplacement
sismique du sol :
Lorsque le pont se situe à une distance inférieure à 5 km d'une faille sismique active
connue, capable de produire un événement sismique d'une magnitude , et à
défaut d'une étude sismologique spécifique, il convient que la valeur de à utiliser soit
prise égale au double de la valeur donnée dans l'expression ci-dessus.
le déplacement de calcul conformément au paragraphe 3.1.5.2.2.1
le paramètre de distance de la variabilité spatiale conformément à l’EN1998-2 § 3.3 (6) :
le déplacement sismique effectif du support dû à la déformation de la structure :
Guide de conception
Kévin Wegrich Ingérop Conseil & Ingénierie Page 132
- Pour des tabliers connectés à des piles, soit de manière monolithique, soit par des
appareils d'appui fixes agissant comme des attelages sismiques complets :
où est la valeur de calcul totale du déplacement longitudinal dans la situation
sismique de calcul, déterminée conformément au paragraphe 0.
- Pour des tabliers connectés à des piles ou à une culée, par des attelages sismiques
dont le jeu est égal à :
Remarque : Dans le cas d'un joint de séparation intermédiaire entre deux tronçons du tablier, il
convient d'évaluer en prenant la racine carrée de la somme des carrés des
valeurs calculées pour chacun des deux tronçons du tablier. Au droit d'un support
d'extrémité d'un tronçon de tablier sur une pile intermédiaire, il convient de
considérer comme la valeur évaluée précédemment plus le déplacement
maximal de la tête de la pile dans la situation sismique de calcul .
Guide de conception
Kévin Wegrich Ingérop Conseil & Ingénierie Page 133
5. Dispositions constructives
5.1. Généralité sur les dispositions constructives
Les règles antérieures à l'EN1998 sur les dispositions constructives étaient issues du guide de
l'A.F.P.S. pour la conception parasismique des ponts. L'EN1998 introduit de nouvelles règles,
qui suivent globalement la même logique que les précédentes, mais présentent quelques
particularités.
Contrairement aux règles du guide A.F.P.S., les dispositions constructives de l'EN1998
concernent surtout les sections critiques (conception à ductilité limitée), les zones de rotules
plastiques potentielles (conception ductile), ou les zones adjacentes à ces régions. Si le
dimensionnement en capacité est respecté, les autres zones ne doivent pas nécessairement
être munies de dispositions constructives particulières, en particulier concernant le ferraillage
longitudinal minimal.
De plus, le principe des dispositions constructives est adapté au type de conception (ductile ou
à ductilité limitée) et au fonctionnement réel des sections. Si celles-ci sont par exemple
naturellement suffisamment ductiles, le ferraillage de confinement ne sera pas nécessaire.
Ces nouvelles dispositions représentent l’exigence réglementaire stricte. Dans le présent guide,
elles ont été complétées par certaines recommandations issues des bonnes pratiques
anciennes lorsque elles sont considérées comme apportant un plus au comportement global de
la structure, ou lorsqu'elles donnent des éléments de réponse à des points où l'EN1998 est
muet.
Au sens de l'EN1998-2, seules certaines régions de la structure (principalement des appuis),
correspondant aux zones les plus sollicitées sous l’effet des sollicitations sismiques et
identifiées comme des zones potentielles de dissipation d’énergie (zones critiques ou zones de
rotules plastiques potentielles) sont soumises à l’application de dispositions constructives
parasismiques spécifiques. Il en résulte que les régions dimensionnées pour demeurer
essentiellement élastique sous l’effet du dimensionnement en capacité (cas d’une conception
ductile), de même que les régions situées en dehors des zones critiques (cas d’une conception
en ductilité limitée) ne sont pas soumises à ces dispositions. Ce sera le cas notamment des
tabliers ainsi que des fondations (voir l'EN1998-2 § 6.4), dans lesquels la formation des rotules
plastiques n'est pas autorisée, en dehors des zones nodales d’encastrement des piles ou des
pieux, qui restent soumises aux prescriptions du paragraphe 5.2.2.5 ainsi que de certaines
régions des fondations profondes (pieux ou barrettes) systématiquement considérées comme
des rotules plastiques potentielles. De la même façon, certains éléments structuraux non-
critiques tels que les murs caches de culées, voire les murs en retour situés à une distance
suffisamment importante de l’ouvrage pour ne pas impacter le remblai d’accès ne sont pas
soumis à l’application des dispositions constructives parasismiques.
Il convient de noter que ces dispositions décrites dans l'EN1998 sont des dispositions
complémentaires à adopter, par rapport à celles prescrites dans l'EN1992, pour le
comportement en zone sismique. Il est donc impératif que les différentes prescriptions
de l'EN1992 soient appliquées (ferraillage minimal en particulier), et complétées le cas
échéant par celles de l'EN1998.
Guide de conception
Kévin Wegrich Ingérop Conseil & Ingénierie Page 134
5.2. Dispositions constructives pour une conception ductile (q > 1.5)
5.2.1. Généralité
Selon l’EN1998-2 § 6.1 (1P), les dispositions constructives à mettre en place visent à assurer
un niveau minimal de ductilité8 en courbure/rotation9 aux rotules plastiques.
Selon l’EN1998-2 § 6.1 (2P), il convient, dans la mesure du possible, que l’emplacement des
rotules plastiques soit accessible pour une visite d’inspection et des réparations : dans la
majorité des cas au niveau des pieds (et têtes) des piles.
5.2.2. Dispositions relatives aux armatures longitudinales
5.2.2.1. Pourcentage minimal et maximal
Le pourcentage d’armatures longitudinales doit être déterminé de la manière suivante :
Avec :
- , la limite inférieure permettant de s’assurer que la rotule plastique s’étend sur
une longueur suffisante plutôt que d’être concentrée au droit d’une seule fissure ;
- , la limite supérieure assurant que la plastification des aciers tendus (mode
d’endommagement ductile) se produise avant l’écrasement du béton comprimé (mode
de rupture fragile).
5.2.2.1.1. Valeurs fixées par l’EN1998
Contrairement aux anciennes règles du PS92, l’EN1998-2 ne fixe pas de pourcentage minimal
d’armatures longitudinales à mettre en place dans les différents éléments des appuis de
l’ouvrage. Néanmoins :
- selon l’EN1998-1 § 5.4.3.4.2 (8), il convient que le pourcentage des armatures
longitudinales (dans les murs ductiles) ne soit pas inférieur à 0,005 ;
- selon l’EN1998-1 § 5.4.3.2.2 (1P), le pourcentage total des armatures longitudinales
(dans les poteaux) ne doit pas être inférieur à 0,01 et ne doit pas être supérieur à 0,04.
8 Représente la capacité de déformation en compression
9 Représente la loi moment-courbure d’une section en béton armé qui est utilisée pour caractériser le
comportement réel (élastique puis plastique de la section)
Guide de conception
Kévin Wegrich Ingérop Conseil & Ingénierie Page 135
5.2.2.1.2. Valeurs fixées par l’EN1992
5.2.2.1.2.1. Cas des poutres (EN1992-1-1 § 9.2.)
Selon l’EN1992-1-1 § 9.2.1.1 (1), il convient que la section d’armatures longitudinales tendues
ne soit pas inférieure à :
{
}
Avec
est la largeur moyenne de la zone tendue (pour une poutre en T dont la membrure
supérieure est comprimée, seule la largeur de l’âme est prise en compte dans le calcul de
).
Selon l’EN1992-1-1 § 9.2.1.1 (3), il convient que la section des armatures tendues n’excède pas
en dehors des zones de recouvrement :
{
}
5.2.2.1.2.2. Cas des poteaux (EN1992-1-1 § 9.5.)
Selon l’EN1992-1-1 § 9.5.1 (1), la présente clause traite des poteaux pour lesquels la plus
grande dimension h est inférieure ou égale à 4 fois la plus petite dimension b.
Selon l’EN1992-1-1 § 9.5.2 (2), il convient que la section d’armatures longitudinales tendues ne
soit pas inférieure à :
{
}
Avec
est la limite d’élasticité de calcul des armatures longitudinales
est l’effort normal agissant de compression
Guide de conception
Kévin Wegrich Ingérop Conseil & Ingénierie Page 136
Selon l’EN1992-1-1 § 9.5.2 (3), il convient de limiter l’aire de la section des armatures
longitudinales à :
{
}
5.2.2.1.2.3. Cas des voiles (EN1992-1-1 § 9.6.)
Selon l’EN1992-1-1 § 9.6.1 (1), la présente clause se rapporte aux voiles en béton armé dont la
longueur est au moins égale à 4 fois l'épaisseur et dont les armatures sont prises en compte
dans le calcul de la résistance.
a. Armatures verticales
Selon l’EN1992-1-1 § 9.6.2 (1), il convient que l’aire de la section des armatures verticales soit
comprise entre et .
{
}
Nota : Selon l’EN1992-1-1 § 9.6.2 (2), lorsque le calcul conduit à prévoir l’aire minimale
d’armatures, , il convient de disposer la moitié de cette aire sur chaque face.
Selon l’EN1992-1-1 § 9.6.2 (3), il convient de limiter la distance entre deux barres
verticales adjacentes à 3 fois l'épaisseur du voile ou à 400 mm si cette valeur est
inférieure. Cette dernière valeur est descendue à 200mm par l’EN1998-2.
b. Armatures horizontales
Selon l’EN1992-1-1 § 9.6.3 (1), il convient que l’aire de la section des armatures horizontales ne
soit pas inférieure à :
{
}
Nota : Selon l’EN1992-1-1 § 9.6.3 (2), il convient de limiter la distance entre deux barres
horizontales à 400 mm.
Guide de conception
Kévin Wegrich Ingérop Conseil & Ingénierie Page 137
5.2.2.1.3. Valeurs fixées par les anciennes règles
Hors zone de recouvrement
- Les Règles du Guide AFPS 92 art. 6.3.3. donnent au minimum 0,5%
- La norme NFP 06-013 (Régies PS 92) art. 11.3 5.2 donne 1% < < 5% (avec
pourcentage géométrique des barres longitudinales)
- Les recommandations AFPS 90 art. 11.4321 donnent 1%< < 4,5% et 1% < < 3% si
fe > 400 MPa. (avec pourcentage géométrique des barres longitudinales)
Le pourcentage géométrique p doit être compris dans les limites de :
0,5% 3% avec
A : section d'acier.
B section totale du béton.
Zone de recouvrement
Dans les zones de recouvrement le rapport p doit être inférieur ou égal à 6%.
Tableau récapitulatif pour le ferraillage longitudinal :
Tableau 5-1 : Recommandation anciens règlements pour le ferraillage longitudinal
D’après les recommandations ci-dessus, le ferraillage minimum prescrit par les anciennes
règles "PS90 - 92", quelle que soit la zone (rotule plastique potentielle, critique, adjacente ou
courante) notamment pour les ouvrages à fort enjeu, ou les ouvrages dont le comportement
dynamique est complexe et pour lesquels la modélisation est moins précise se décrit
généralement de la manière suivante :
o Piles et pieux : 0,5% * ≤ ≤ 3% * (6% si recouvrement)
o Semelles, et chevêtres : ≤ 3%
Notes : Des adaptations des règles strictes des PS92 sont néanmoins possibles qui consistent
pour les piles massives à évaluer le ratio d’armatures longitudinales non pas sur la
section brute complète mais uniquement sur l’anneau périphérique ferraillé dont
l’épaisseur doit correspondre au minimum à D/8, où D est le diamètre de la section dans
le cas des piles circulaires ou le plus grand côté dans le cas des piles rectangulaires. On
Guide de conception
Kévin Wegrich Ingérop Conseil & Ingénierie Page 138
privilégiera cependant dans ce cas des piles de sections creuses, conduisant à la fois à
des économies de matières et à une réduction des efforts sismiques, directement
proportionnels à la masse. (Voir la Figure 5-1).
Figure 5-1 : Adaptation des piles massives
5.2.2.2. Espacement des armatures longitudinales
Selon l’EN1998-2 § 6.2.1.2 (2P), dans les zones de confinement, la distance transversale
entre les côtés des frettes ou entre les épingles transversales supplémentaires (armatures
transversales), doit être de 200 mm ainsi dans le cas d'une conception ductile, l'espacement
des barres longitudinales doit théoriquement être inférieur à ( , qu’on
peut arrondir à 200mm.
Ceci conduit donc à un ferraillage minimum, qui sur des éléments très fins peut être supérieur
au ferraillage minimum de l'Eurocode 2.
Remarque : Le nouveau Guide de conception du Sétra « Ponts en zones sismiques », dans la
version provisoire de Janvier 2010 recommande :
- Dans le cas d’une conception en ductilité limitée, nous recommandons
également une limitation de l'espacement à 200mm, ce qui impose un
espacement des barres longitudinales à 200mm.
- Nous conseillons également de conserver un espacement de 250 mm en
zone adjacente aux zones de rotules plastiques ainsi qu'en zone
courante.
Guide de conception
Kévin Wegrich Ingérop Conseil & Ingénierie Page 139
5.2.2.3. Continuité / Recouvrement
5.2.2.3.1. Continuité/recouvrement dans la zone de rotule plastique
Selon l’EN1998-2 § 6.2.3 (3P), la jonction des armatures longitudinales par recouvrement ou
par soudure à l’intérieur des zones de rotules plastiques n’est pas autorisée. Pour les coupleurs
mécaniques, se reporter à l’EN1998-1 § 5.6.3 (2).
Notes : L’ancien Guide de conception du Sétra/SNCF « Ponts courants en zone sismique »,
laissait ouverte cette possibilité à condition de majorer fortement les longueurs de
recouvrement allant jusqu’à 100*φ et dans le cas où c’était la seule méthode possible.
L’ancien PS92 § 11.3.1.3 préconisait que toutes les longueurs de recouvrement ou
d'ancrage sont à majorer de 50 % pour la part située dans la zone critique.
Selon l’EN1998-1 § 5.6.2.1 (2P), si, dans la situation sismique de calcul, l’effort normal dans un
poteau est une traction, les longueurs d’ancrage doivent être augmentées de 50 % par rapport
aux longueurs spécifiées dans l’EN 1992-1-1.
En ce qui concerne l'ancrage des piles et poteaux dans les semelles de fondation, l'interdiction
de recouvrement de barres dans la zone de rotule plastique nécessite de poursuivre les
armatures en attente des semelles de fondation sur une hauteur égale à la longueur de la rotule
plastique, augmentée de la longueur de recouvrement. Cette prescription engendre des
sujétions spéciales pour assurer le maintien de ces armatures en attente de longueur
importante. La Figure 5-2, nous montre les dispositions à mettre en place (respect du non
recouvrement dans cette zone ainsi que la préconisation du recouvrement alterné).
Remarque : Le nouveau Guide de conception du Sétra « Ponts en zones sismiques », dans la
version provisoire de Janvier 2010 recommande de conserver cette prescription
pour les zones critiques.
Figure 5-2 : Schéma de principe pour les armatures en attente dans les zones de rotules plastiques
potentielles
Guide de conception
Kévin Wegrich Ingérop Conseil & Ingénierie Page 140
5.2.2.3.2. Continuité/recouvrement hors zone de rotule plastique
L’EN1998-2 ne donne aucune prescription sur ce sujet.
Selon l’EN1998-1 § 5.6.2.1 (2P), si, dans la situation sismique de calcul, l’effort normal dans un
poteau est une traction, les longueurs d’ancrage doivent être augmentées de 50 % par rapport
aux longueurs spécifiées dans l’EN 1992-1-1.
Note : L’ancien Guide de conception du Sétra/SNCF « Ponts courants en zone sismique », qui
reprend les écrits du PS92 § 11.3.1.3, préconisait que toutes les longueurs de
recouvrement ou d'ancrage sont à majorer de 30 % pour la part située hors zone critique.
Le nouveau Guide de conception du Sétra « Ponts en zone sismique », dans sa version
provisoire de janvier 2010, recommande de majorer de 30% les longueurs de
recouvrement dans les zones immédiatement adjacentes aux rotules plastiques (puisque
dans ces zones, on doit prévoir au moins 50% de la quantité d'armatures de confinement
de la rotule), sur la même longueur que la rotule plastique et de laisser dans les autres
zones les dispositions classiques de l'Eurocode 2.
Le nouveau Guide de conception du Sétra « Ponts en zone sismique », dans sa version
provisoire de janvier 2010, recommande de majorer de 30% les longueurs de
recouvrement dans les sections critiques de la ductilité limitée (via la prise en compte de
de l’EN1992-1-1 ; condition d’adhérence du béton médiocre.
Par ailleurs, nous rappelons que les dispositions générales de L’EN1992-1-1 concernant le
recouvrement des armatures doivent s’appliquer. La méthode à appliquer avec les dispositions
dues au séisme est rappelée ci-dessous :
Nota : En complément de ce qui va suivre, il convient de prêter attention aux cas suivants :
- Dans le cas de barres de gros diamètre ( , voir l’EN1992-1-1 § 8.8)
- Dans le cas de paquets de barres, voir l’EN1992-1-1 § 8.9
Guide de conception
Kévin Wegrich Ingérop Conseil & Ingénierie Page 141
Longueur de recouvrement (EN1992-1-1 § 8.7.3)
Dispositions constructives à respecter :
{
} , sinon augmenter de (c - )
La longueur de recouvrement de calcul vaut :
{
}
Avec
{
}
sont donnés dans l’EN1992-1-1 § 8.4.4 (Tableau 8.2)
Cas pour le séisme : barre comprimée (cas le plus défavorable)
-
-
-
- (
)
avec conforme à l’EN1992-1-1 § 8.4.4 (Tableau 8.3 + figure 8.8)
Guide de conception
Kévin Wegrich Ingérop Conseil & Ingénierie Page 142
Remarque : Si les barres en recouvrement ont des diamètres différents, la longueur de
recouvrement doit être évaluée à partir de la plus grande longueur d’ancrage de
référence .
Tableau 5-2 : Valeur du coefficient
Figure 5-3 : Proportion de recouvrement à prendre dans une section de recouvrement donnée
D’où
{
}
On constate que lorsque plus de 25% des recouvrements des armatures se retrouvent dans
une même section, cela entraîne des majorations des longueurs de recouvrement. Il est donc
plus qu’intéressant d’alterner les recouvrements dans les zones immédiatement adjacentes aux
rotules plastiques, ou dans les sections critiques de la ductilité limitée.
5.2.2.4. Ancrage des armatures longitudinales (EN1992-1-1 § 8.4)
Contrainte ultime d’adhérence (EN1992-1-1 § 8.4.2)
La contrainte ultime d’adhérence doit être suffisante pour éviter la rupture d’adhérence
Avec
{
}
Guide de conception
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{
}
est la résistance de calcul en traction, telle qu’indiquée dans l’EN1992-1-1 § 3.1.6 (2P),
, valeur recommandée et à utiliser par l’Annexe Nationale française
{
}
= résistance caractéristique à la traction d’ordre 5%, limité à 3.1 MPa
(MPa) 12 16 20 25 30 35 40 45 50 55 60
(MPa) 1.1 1.3 1.5 1.8 2.0 2.2 2.5 2.7 2.9 3.0 3.1
Tableau 5-3 : Valeurs de la résistance caractéristique à la traction d'ordre 5%
Longueur d’ancrage de référence (EN1992-1-1 § 8.4.3)
La longueur d'ancrage de référence nécessaire pour ancrer l'effort qui règne dans
une barre droite vaut :
(
) (
)
Avec
contrainte de calcul de la barre à l’origine de l’ancrage (
)
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Longueur d’ancrage de calcul (EN1992-1-1 § 8.4.4)
La longueur d’ancrage de calcul est :
Avec
est la longueur d’ancrage minimale en l’absence de toute autre limitation
Cas pour le séisme : barre comprimée (cas le plus défavorable)
- { }
sont donnés dans l’EN1992-1-1 § 8.4.4 (Tableau 8.2).
Cas pour le séisme : barre comprimée (cas le plus défavorable)
-
-
-
D’où
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5.2.2.5. Ancrage des armatures d’extrémités
Selon l’EN1998-2 § 5.6.3.5.4 (4), il convient que les armatures longitudinales (verticales) «de
poteau» (autrement dit la pile/fût/pieux) pénètrent dans la «poutre» (autrement dit la
semelle/chevêtre/tabler/portique) aussi loin que possible, leur extrémité étant située juste en
amont des couches d'armature de la «poutre» au droit de la face opposée à l'interface
«poteau»-«poutre». Dans la direction de flexion de la rotule plastique, il convient d'ancrer les
barres des deux zones en traction du «poteau» au moyen d'un crochet rectangulaire dirigé vers
le centre du «poteau».
Selon l’EN1998-2 § 5.6.3.5.4 (1), il convient également de procéder de la même manière pour
les armatures transversales des poutres et poteaux jusqu’à l’intérieur du nœud.
Selon l’EN1998-1 § 5.6.2.2, et dans le cas particulier des piles-portiques, si l'épaisseur de
l'élément d'ancrage (poteau ou fût de pile) est insuffisante, des dispositions supplémentaires
peuvent être prises afin d'assurer l'ancrage des armatures d'extrémité (voir la Figure 5-4) :
- prolongement de la poutre (ou chevêtre) sous forme d'ergots extérieurs,
- 50% des cadres peuvent être remplacés par des armatures en U encerclant les barres
longitudinales en face « libre » du nœud
- armatures aboutées ou plaques d'ancrage soudées aux extrémités des armatures…
Figure 5-4 : Dispositions complémentaires pour l'ancrage des armatures d'extrémité applicable par exemple aux piles-portiques
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5.2.3. Dispositions relatives aux armatures transversales
En ce qui concerne les armatures transversales, il faut faire la distinction entre les armatures à
mettre en place dans les zones de rotule plastique, les zones adjacentes et les zones non
rotules plastiques.
5.2.3.1. Pourcentage minimal et maximal
5.2.3.1.1. Valeurs fixées par l’EN1998
Dans les sections ne nécessitant pas d’armatures de confinement (zones courantes ou
suffisamment ductile « naturellement ») l’EN1998-2 ne fournit aucune recommandation pour les
armatures transversales.
5.2.3.1.2. Valeurs fixées par les anciens règlements
Selon l’ancien Guide de conception du SETRA/SNCF « Ponts courants en zone sismique »,
l’espacement longitudinal des cardes transversaux doit être pris égal à :
{
(
}
La disposition la plus importante pour fournir de la ductilité10 en courbure est la densité des
armatures transversales. En effet, elles confinent le béton, ce qui signifie qu'elles empêchent
celui-ci de se désintégrer sous des chargements cycliques alternés et lui donnent une plus
grande capacité de déformation. Puis elles se substituent au béton endommagé pour maintenir
les armatures longitudinales et prévenir leur flambement.
5.2.3.2. Recommandations générales
Selon l’EN1998-2 § 6.2.2 (3 a) et l’EN1998-2 § 6.2.3 (1P), les armatures transversales seront
de préférence constituées par des cadres ou des étriers dont la continuité, la fermeture et
l'ancrage sont assurés au moyen de crochets d'angle égaux à au moins 135° et comportant un
retour rectiligne de 10Ø. En cas de difficulté de mise en œuvre, le même article autorise
l'utilisation d'épingles comportant des crochets à 135° à une extrémité et des crochets à 90° à
l'autre extrémité, à condition que le taux de compression de la section ne dépasse pas 30% de
l'effort de compression critique et que les crochets différents soient alternés sur les épingles
adjacentes, à la fois horizontalement et verticalement.
Selon l’EN1998-2 § 6.2.3 (2P) il convient d'échelonner les recouvrements de spirales ou frettes
successives, lorsqu'ils se situent le long du périmètre de l'élément, conformément à l’EN1992-1-
1 § 8.7.2. L'ancrage des cerces doit donc être réalisé sur deux armatures principales au
minimum et il convient de ne pas disposer tous les recouvrements sur la même génératrice. La
Figure 5-5 schématise certaines prescriptions à prendre. 10
La ductilité désigne la capacité d'un matériau à se déformer plastiquement sans se rompre.
Guide de conception
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Figure 5-5 : Ancrage des cerces d'une pile de pont
Selon l’EN1998-2 § 6.2.1.4 (1P) et son Annexe National les spires hélicoïdales sont
interdites dans toutes les zones de rotules plastiques. De même, les épingles sont en
général à éviter et ne sont admises qu’en complément de cadres quand le nombre d’armatures
longitudinales l’impose.
Selon l’EN1998-2 § 5.4.3.1.2 (6P c), le premier cours d'armatures transversales, dans le cas
des piles et des pieux, doit être disposé à 50 mm au plus du nu de l'appui ou de l'encastrement.
Remarque : La densité du ferraillage transversal est particulièrement importante dans les zones
de rotules plastiques. L'espacement maximal entre deux barres longitudinales est
de 200mm. (6.2.1.2 (2)P). Contrairement aux anciennes règles, l'Eurocode 8-2 ne
donne pas de diamètre minimum. Il est néanmoins recommandé d'adopter des
armatures de diamètre au moins égal à 10mm (hors armatures de construction).
5.2.3.3. Recouvrement des armatures en parement
Selon l’ancien Guide de conception du SETRA/SNCF « Ponts courants en zone sismique », qui
reprend le Règles PS 92 (DTU NF P06-013) § 11.3.2. , l'emploi de recouvrements rectilignes,
en parement, ainsi que celui de coudes ou crochets d'angle au centre inférieur à 135° assurant
la continuité, la fermeture ou l'ancrage des armatures transversales est interdit (voir la Figure
5-6). Les épingles sont admises en renfort dans les poutres dalles (radiers, piédroits, dalles)
sous réserve que leur proportion n'excède pas 1/3 et qu'elles soient ancrées par des crochets à
180°.
Figure 5-6 : Recouvrement des armatures transversales en parement
Décalage du recouvrement
de la nappe immédiatement
inférieur
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5.2.3.4. Espacement des armatures transversales dans les zones de recouvrement
5.2.3.4.1. Valeurs fixées par l’EN1998
L’EN1998-2, ne donne pas de prescriptions particulières concernant ce sujet.
Selon l’EN1998-1 § 5.6.3 (3P c), l’espacement des armatures transversales (en millimètres) à
placer dans la zone de recouvrement ne doit pas dépasser :
{
}
Avec
est la plus petite dimension de la section transversale (en millimètres).
5.2.3.4.2. Valeurs fixées par l’EN1992-1-1
Selon l’EN1992-1-1 § 8.7.4, trois niveaux d’exigence croissants sont retenus pour les armatures
transversales dans les zones de recouvrement en fonction de l’agressivité des recouvrements
considérés.
Avec
est la section des armatures transversales
est la section d’une des barres du recouvrement
conforme à l’EN1992-1-1 § 8.4.4 (Tableau 8.3 et figure 8.8)
a. Cas des barres tendues (EN1992-1-1 § 8.7.4.1)
En général le cas correspond à , dans ce cas là, « a » est la distance
entre les recouvrements de deux barres voisines comme représentés sur la Figure 5-7.
Guide de conception
Kévin Wegrich Ingérop Conseil & Ingénierie Page 149
Figure 5-7 : Cas avec 100% de de recouvrement dans une section
Dans les deux dernier cas, il convient de répartir les armatures conformément à la Figure 5-8.
Figure 5-8 : Dispositions des armatures transversales dans une zone de recouvrement de barres tendues
Il est également envisageable de répartir les armatures transversales uniformément le long du
recouvrement, conformément à la Figure 5-9.
Figure 5-9 : Autres dispositions des armatures transversales dans une zone de recouvrement de barres tendues
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b. Cas des barres comprimées (EN1992-1-1 § 8.7.4.1)
En complément aux règles applicables aux barres tendues, il convient de disposer une barre
transversale de part et d’autre du recouvrement, à une distance inférieure à 4*φ des extrémités
comme le schématise la Figure 5-10.
Figure 5-10 : Armatures transversales dans une zone de recouvrement de barres comprimées
Comme pour les barres tendues, il est possible de répartir les armatures transversales
uniformément sur la longueur de recouvrement, mais à condition de placer les deux barres
supplémentaires de part et d’autre du recouvrement afin d’éviter l’éclatement du béton
comprimé au contact de la tranche d’extrémité de la barre.
5.2.3.5. Sections des armatures transversales dans la zone de recouvrement
L’EN1998-2, ne donne pas de prescriptions particulières concernant ce sujet.
Selon l’EN1998-1 § 5.6.3 (4), la section requise des armatures transversales dans la zone
de recouvrement peut être calculée par l’expression suivante :
(
) (
)
Avec :
section d’une branche des armatures transversales ;
diamètre des armatures en recouvrement ;
espacement des armatures transversales ;
valeur de calcul de la limite d’élasticité des armatures longitudinales ;
valeur de calcul de la limite d’élasticité des armatures transversales.
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Kévin Wegrich Ingérop Conseil & Ingénierie Page 151
5.2.4. Pile
5.2.4.1. Pile en béton (EN1998-2 § 6.2)
5.2.4.1.1. Confinement (EN1998-2 § 6.2.1)
Sous l’effet d’une charge de compression, le béton a tendance à se dilater sur les côtés. Le
ferraillage transversal empêche dans une certaine mesure ce gonflement et confine le béton
selon un état tridimensionnel. Ce confinement est des plus importants dans les zones de
concentration d’efforts sismiques (moments fléchissants), en particulier les régions d’extrémités
des poutres et des poteaux (autres que les extrémités libres) ou encore les zones de sections
réduites.
5.2.4.1.1.1. Critères à valider pour la mise en place d’un confinement (EN1998-2 § 6.2.1 (3P)) :
Dans les régions à rotules plastiques potentielles où l’effort normal réduit
aucune disposition constructive n'est à appliquer.
o Dans les régions à rotules plastiques potentielles où l’effort normal réduit
ET la ductilité des sections critiques avec une déformation du béton
inférieure à 3,5‰, aucune disposition constructive n'est à appliquer.
o Dans les régions à rotules plastiques potentielles où l’effort normal réduit
ET la ductilité des sections critiques , des armatures transversales doivent
être mises en œuvre pour confiner le béton dans la zone critique conforme au
paragraphe.
o Pour les sections transversales en forme de caisson simple ou multiple, l’EN1998-2 §
6.2.4 (4) indique qu’il n’est pas nécessaire de vérifier les armatures de confinement à
condition que l’effort normal réduit
et de satisfaire aux conditions de
flambement des armatures longitudinales comprimées décrite au paragraphe 5.2.4.1.2.
5.2.4.1.1.2. Etendue des zones critiques du confinement (EN1998-2 § 6.2.1.5 (1P et 2P)) :
Il ne faut pas confondre la longueur équivalente de rotule plastique Lp et la longueur de zone
critique Lh. La première est une approximation mathématique permettant de modéliser la zone
de rotule plastique théorique et d’en déduire les valeurs des rotations et déformations plastiques
dans la structure. La deuxième, définit l’étendue de la zone dans laquelle des dispositions
constructives particulières (notamment le confinement et la tenue des armatures longitudinales)
doivent être adoptées (c’est une extension sécuritaire la longueur théorique)
Guide de conception
Kévin Wegrich Ingérop Conseil & Ingénierie Page 152
La longueur des rotules plastique potentielles Lh à prendre en compte est :
o Si
(sections comprimées à moins de 30%) alors
{
(
}
o Si
(sections comprimées à plus de 30%) alors
{
(
}
La Figure 5-11 et la Figure 5-12, nous montrent les localisations à privilégier pour la localisation
des rotules plastiques potentielles.
Figure 5-11 : Exemple de Lh en direction transversale
Figure 5-12 : Exemple de Lh en direction longitudinale
Selon l’EN1998-2 § 6.2.1.5 (4P), il faut également tenir compte de la zone directement
adjacente à la zone de rotule plastique de longueur Lh. Cette zone adjacente, de longueur égale
à Lh , doit présenter une quantité d’armatures transversales, au minimum requise par d’autre
critère, sans pour autant être inférieure à 50% de la quantité d’armatures de confinement
requise dans la rotule plastique.
La Figure 5-13, nous schématise les longueurs sur lesquelles des dispositions constructives
sont à prendre ainsi que les quantités d’armatures de confinement à mettre en place.
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Figure 5-13 : Zone de rotule plastique potentielle et adjacente
5.2.4.1.1.3. Quantité d’armature de confinement exigée (EN1998-2 § 6.2.1.4)
Le confinement, ou armatures transversales jouent un rôle essentiel dans le comportement
sous séisme de l’ouvrage en béton armé. C’est pour cela qu’il est important de garantir, en cas
de rupture d’une cerce ou d’un cadre, que les contraintes pourront se redistribuer sur les
armatures transversales voisines. Selon l’EN1998-2 § 6.2.1.4 (1P) et l’Annexe nationale, le
confinement est réalisé à l’aide de frettes et/ou épingles rectangulaires ou de cadres circulaires
(l’utilisation de spires hélicoïdales est interdite due à sa détente sur toute la longueur de
l’élément en cas de rupture).
Selon l’EN1998-2 § 6.2.1.1 (5P), la quantité d’armatures de confinement est caractérisée par le
rapport mécanique d’armatures présenté sous cette forme :
Avec :
o Sections rectangulaires : est le rapport d’armatures transversales
où :
est la section totale des frettes ou des épingles selon la direction du confinement
considérée
est l'espacement longitudinal entre les frettes ou les épingles
Figure 1 : Zone de rotule plastique potentielle et adjacente
Armature de confinement 𝜔𝑤 𝑟𝑒𝑞
Armature de confinement 𝜔𝑤 𝑟𝑒𝑞
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est la dimension du noyau en béton perpendiculairement à la direction du confinement
considérée, mesurée aux nus extérieurs de la frette.
o Sections circulaires : est le rapport volumique des armatures circulaires par rapport
au noyau en béton
où :
est la section des cerces ou des spires ;
est le diamètre des cerces ou des spires ;
est l'espacement de ces barres.
Selon l’EN1998-2 § 6.2.1.4 (2P et 3P), la quantité minimale d’armature de confinement à mettre
en place dans les deux directions transversales est déterminée comme suit :
o Pour les cadres rectangulaires et les épingles
{
}
avec
(
avec
est la surface de la section brute de béton ;
est la surface de béton confinée (noyau) de la section mesurée par rapport à l'axe des
frettes ;
est le pourcentage d'armatures longitudinales ;
, λ sont les coefficients spécifiés dans le Tableau 5-4 : Valeurs minimales de et λ
Comportement sismique
Ductile 0.37 0.18
Tableau 5-4 : Valeurs minimales de et λ
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o Pour les cadres circulaires, spires/cerces
{
}
Pour et , voir cadres rectangulaires et les épingles.
5.2.4.1.1.4. Espacement des armatures transversales dans les zones de rotule plastique :
o Espacement longitudinal des cadres, épingles, cerces… (EN1998-2 § 6.2.1.2 (1P +
2P))
{
( }
o Espacement transversales des côtés des frettes, épingles (EN1998-2 § 6.2.1.2 (2P))
{
(
}
Nota : Selon l’EN1998-2 § 6.2.1.2 (3P), les barres inclinées d'un angle α > 0 par rapport à la
direction transversale à laquelle fait référence, doivent être comptabilisées dans le
calcul de la section totale de l'expression du rapport d’armatures transversales des
sections rectangulaires du paragraphe 5.2.4.1.1.3 avec leur section multipliée par .
Il est intéressant de reprendre la disposition de l’EN1998-2 § 5.4.3.1.2 (6P c), qui énonce
que la première armature de confinement ne doit pas être placée à plus de 50 mm de la
section d’extrémité de la poutre(ou autrement dit du fût de la pile).
La Figure 5-14, schématise les espacements transversaux minimaux avec des exemples de
ferraillage.
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Figure 5-14 : Disposition typique utilisant des cadres recouvrant et des épingles
Selon le nouveau Guide de conception du Sétra « Ponts en zone sismique » dans sa version
provisoire de Janvier 2010, il est conseillé dans les zones adjacentes sur une longueur de
supplémentaire de Lh (notamment les zones d’ancrage dans les semelles ou cas des piles
encastrées) d’augmenter progressivement l’espacement entre les armatures transversales de
sL à 2*sL. Ceci permet de vérifier l’article de l’EN1998-2 § 6.2.1.5 (4P), qui dit que sur la zone
adjacente, de longueur égale à Lh , il faut présenter une quantité d’armatures transversales, au
minimum requise par d’autre critère, sans pour autant être inférieure à 50% de la quantité
d’armatures de confinement requise dans la rotule plastique.
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5.2.4.1.1.5. Exemples de dispositions constructives dans les zones de rotules plastiques
Le bon confinement des zones de rotules plastiques par des armatures transversales constitue
une condition essentielle au bon comportement sismique des structures en béton armé. Son
efficacité dépend donc fortement de la géométrie de la section.
o Cas d’une section pleine
Pour une section circulaire ou elliptique, le confinement le plus efficace est obtenu grâce à
des cerces transversales (dispositions A, B et C de la Figure 5-15).
Figure 5-15 : Confinement des sections pleines circulaires ou elliptiques
Pour les sections rectangulaires, les dispositions de détail du type D de la Figure 5-16 sont
interdites car elles ne permettent pas une tenue suffisante des armatures longitudinales. Les
dispositions de type E de la même figure sont possibles mais souvent difficiles à mettre en
œuvre sur le chantier (problèmes d'encombrement).
Selon l’EN1998-2 § 6.2.1.4 (4P), pour ce type de section rectangulaire, la disposition F,
constituée de cerces enchevêtrées, peut donc représenter une alternative intéressante à
condition que la distance entre les centres des cerces enchevêtrées ne dépasse pas 0,6 fois le
diamètre de la cerce . Pour les sections de type mur-voile, un exemple de confinement est
représenté par la disposition G.
Figure 5-16 : Confinement des sections pleines rectangulaires
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Kévin Wegrich Ingérop Conseil & Ingénierie Page 158
o Cas d’une section creuse
Les sections creuses peuvent être utilisées avantageusement pour réduire la masse et les
forces d'inertie sismiques, notamment dans le cas des piles de pont de hauteur élevée.
Néanmoins leurs dimensions doivent, dans la zone de rotule plastique Lh, respecter un certain
ratio donné par l’EN1998-2 § 6.2.4 (2 et 3), qui impose la condition suivante :
- Section rectangulaire
- Section circulaire
Figure 5-17 : Confinement des sections creuses
Note : Dans le cas des sections circulaires creuses, les cerces intérieures sont sollicitées en
compression pour assurer le maintien des armatures longitudinales de la face interne.
Elles ne peuvent donc pas être considérées comme efficaces vis-à-vis du maintien du
filant. Par conséquent, les armatures longitudinales internes doivent être maintenues
par des cadres les reliant aux filants extérieurs (cf. Figure 5-17).
Les armatures transversales intérieures ne pourront par ailleurs être prises en compte
dans le confinement uniquement sous réserve qu'elles soient ligaturées ou soudées
avec les cadres.
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5.2.4.1.2. Flambement des armatures longitudinales comprimées (EN1998-2 § 6.2.2)
Sous sollicitations sismiques alternées, les armatures longitudinales des pièces comprimées
sont susceptibles de subir des contraintes de compressions pouvant engendrer leur flambement
dans les zones les plus sollicitées (zone critiques).
On distingue deux modes de flambement : le flambement entre deux lits d’armatures
transversales et le flambement sur une longueur plus importante, pouvant entrainer la rupture
d’un ou plusieurs lits d’armatures transversales.
Le premier mode peut être évité par un espacement suffisamment réduit des lits d’armatures
transversales en fonction du diamètre nominal des aciers longitudinaux. Le deuxième mode de
flambement peut être évité en conférant aux armatures transversales une résistance (ou
section) suffisante, fonction de leur espacement, de la section des armatures longitudinales et
des résistances relatives des nuances d’acier utilisées pour ces deux types d’armatures. Dans
tous les cas, il convient de respecter les dispositions anti-flambement suivant.
5.2.4.1.2.1. Quantité des armatures de flambement dans les zones de rotules plastiques
potentielles et zones critiques :
Selon l’EN1998-2 § 6.2.2 (4P), il convient que la quantité minimale d’armatures/d’épingles
transversales doit être déterminée comme suit :
∑
où :
est la section d'un brin de l'épingle, en mm²
est la distance transversale entre les brins des épingles, en m
∑ est la somme des sections des barres longitudinales maintenues par chaque brin
d’armature transversale, en mm²
est la contrainte à la limite élastique de l’acier des armatures transversales, en MPa
est la contrainte à la limite élastique de l’acier des armatures longitudinales, en MPa
Remarque : Le nouveau Guide de conception du Sétra « Ponts en zone sismique » dans sa
version provisoire de Janvier 2010 étend cette prescription aux zones adjacentes
5.2.4.1.2.2. Espacement des armatures de flambement dans les zones de rotules plastiques
potentielles et zones critiques :
Selon l’EN1998-2 § 6.2.2 (2), il convient de limiter l’espacement entre les armatures
transversales de la manière suivante :
Et
(
)
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Avec :
est le diamètre des barres longitudinales
est la résistance caractéristique en traction de l'acier de béton armé
est la limite caractéristique d'élasticité de l'acier de béton armé
5.2.4.1.2.3. Règles de conception des armatures transversales :
Selon l’EN1998-2 § 6.2.2 (3a et 3b), les armatures transversales seront de préférence
disposées de telle façon que chaque barre longitudinale (ou chaque groupe de barres) soit
individuellement maintenue par au moins un lit sur deux d’armatures transversales s'opposant à
son flambement vers l'extérieur. Chaque cours d'armature doit comprendre au moins un cadre
(ou plusieurs, si la forme de la section l'exige) disposé de façon à s'opposer au gonflement du
béton.
Les épingles doivent comporter des crochets à 135° à une extrémité et des crochets à 135° ou
à 90° à l'autre extrémité. Les épingles, comportant des crochets à 135° aux deux extrémités,
peuvent se composer de deux éléments de jonction par recouvrement. Si > 0,30, les
crochets à 90° ne sont pas autorisés sur les épingles. La Figure 5-18, montre les courbures
ainsi que les longueurs droites préconisées par l’EN1992-1-1 et par l’EN1998-2 § 6.2.3 (1P).
Figure 5-18 : Schéma des ancrages des cadres
Si les épingles comportent des crochets différents à leurs deux extrémités, il convient d'alterner
ces crochets sur les épingles adjacentes, à la fois horizontalement et verticalement.
Pour les sections circulaires de diamètre inférieur à 1,50 m, il est loisible de considérer que le
maintien des armatures filantes est assuré par la courbure des armatures transversales sur la
face tendue (voir la Figure 5-19).
(a) (b)
(c)
Figure 5-19 : Exemples de maintien des armatures longitudinales
- cas a. cas d'un fût circulaire de diamètre D' 1.50m
- cas b. cas d'une section rectangulaire hors zone critique
- cas b. cas d'une section rectangulaire en zone critique
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5.2.4.1.3. Zone nodales (EN1998-2 § 5.6.3.5)
Les zones nodales (encastrements pile/semelle, pile/chevêtre, pile/tablier ou nœuds des piles
portiques) sont généralement très sollicitées en cas de séisme. Leur confinement doit donc être
particulièrement soigné.
Selon l’EN1998-2 § 5.6.3.5.4 (1P), il convient que des étriers verticaux entourent l'armature
longitudinale de la «poutre» au droit de la face opposée au «poteau». Il convient que des étriers
horizontaux entourent l'armature verticale de la «poutre», ainsi que les barres horizontales de la
«poutre» ancrées dans le nœud. La prolongation des étriers/cerces du «poteau» dans le nœud
est recommandée.
Selon l’EN1998-2 § 5.6.3.5.4 (1P), il est conseillé de conserver 50% des quantités requises
dans les zones de rotules plastiques adjacentes (sur une longueur de hb/2).
Selon l’EN1998-2 § 5.6.3.5.4 (4P), il convient que les armatures longitudinales (verticales) «du
poteau» (cadres, épingles, cerces…) pénètrent dans la «poutre» aussi loin que possible, leur
extrémité étant située juste en amont des couches d'armatures de la «poutre» au droit de la
face opposée à l'interface «poteau»-«poutre». Dans la direction de flexion de la rotule plastique,
il convient d'ancrer les barres des deux zones en traction du «poteau» au moyen d'un crochet
rectangulaire dirigé vers le centre du «poteau».
Selon l’EN1998-2 § 5.6.3.5.4 (2 ; 6 et 7), en cas de difficulté de mise en œuvre, des sujétions
alternatives sont toutefois acceptées (50% des cadres peuvent être remplacé par des
armatures en U encerclant les barres longitudinales en face "libre" du nœud, possibilité de
décaler de part et d'autre du nœud, et sous certaines conditions de conservation des sections
d'aciers nécessaires, quelques aciers en bordure immédiate à l'extérieur de nœud. La Figure
5-20, schématise les dispositions à prendre pour les nœuds.
Figure 5-20 : Dispositions particulières relatives au confinement des zones nodales (EN1998-2 § 5.6.3.5.4 (fig.5.4))
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5.2.4.2. Pile en acier (EN1998-2 § 6.3)
Ce type de pile sort du cadre des ponts courants et donc de ce guide. Voir l’EN1998-2 § 6.3 (1)
pour plus d’informations.
5.2.5. Fondation
5.2.5.1. Généralités
Selon l’EN1992-1-1 § 9.8.1, il convient de :
- concentrer les armatures principales tendues résistant aux effets des actions dans les
zones situées entre têtes de pieux
- prévoir un diamètre minimal de barres
- omettre les barres réparties uniformément le long de la surface inférieure de l’élément si
l’aire de la section de ces armatures est au moins égale au ferraillage minimal requis
5.2.5.2. Fondations superficielles
5.2.5.2.1. Selon l’EN1998-2
Selon l’EN1998-2 § 6.4.1 (1P), les fondations superficielles telles que les semelles, les radiers,
les caissons, les puits, etc., ne doivent pas présenter d’incursions dans le domaine plastique de
comportement des matériaux sous l'effet de l'action sismique de calcul. Par conséquent, leur
ferraillage ne nécessite aucune disposition constructive spécifique.
5.2.5.2.2. Selon les anciens et nouveau guide de conception
Selon le nouveau Guide de conception du Sétra « Ponts en zone sismique » dans sa version
provisoire de Janvier 2010, il est recommandé que :
- dans les zones courantes :
- dans les zones adjacentes aux zones de rotules plastiques sur une distance égale à la
moitié de la hauteur de la semelle autour du nœud d’encastrement (piles ou pieux), il est
conseillé de traiter cette zone comme une zone adjacente de piles, en ajoutant les
prescriptions pour les zones nodales
Guide de conception
Kévin Wegrich Ingérop Conseil & Ingénierie Page 163
Selon l’ancien Guide de conception du Sétra /SNCF« Ponts courants en zone sismique », il est
recommandé que :
- pour les armatures de flexion
(
{
}
( (
- pour les armatures de cisaillement
La Figure 5-21, donne un exemple de ferraillage à mettre en place sur les semelles.
Figure 5-21 : Principe de ferraillage des fondations superficielles
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Kévin Wegrich Ingérop Conseil & Ingénierie Page 164
5.2.5.3. Fondations sur pieux
Selon l’EN1998-2 § 6.4.2 (1P), lorsqu'il est impossible d'éviter une plastification localisée dans
les pieux par l'utilisation du dimensionnement en capacité, l'intégrité des pieux et le
comportement ductile doivent être assurés.
5.2.5.3.1. Zones et longueurs des rotules plastiques potentielles
Selon l’EN1998-2 § 6.4.2 (2, 3 et 4), les zones de rotules plastiques potentielles concernent les
localisations suivantes :
- Au niveau des têtes de pieux adjacentes à la semelle :
- De part et d’autre du moment fléchissant maximum :
(Prendre en compte la rigidité e, flexion effective des
pieux, de la rigidité latérale du sol et de la rigidité de
rotation du groupe de pieux au droit de la semelle)
- Aux interfaces des couches du sol ayant des
déformabilités au cisaillement sensiblement
différent (ex : module de cisaillement supérieur à 6)
5.2.5.3.2. Quantité d’armatures transversales
Selon l’EN1998-2 § 6.4.2 (3 et 4), dans l’ensemble de ces zones (voir 5.2.5.3.1), il convient de
mettre en places des armatures de confinement sur une longueur verticale égale à 3 fois le
diamètre du pieu conforme au paragraphe 5.2.4.1.1.3.
5.2.5.3.3. Espacement des armatures transversales
Comme énoncé précédemment, l’EN1998-2 § 6.4.2 renvoie au confinement exigé au
paragraphe 5.2.4.1.1.3. Néanmoins, il faut prêter attention à l’EN1998-1-1 § 5.8.4 énonçant les
dispositions à mettre en place pour les pieux assimilés à des poteaux de classe minimum de
ductilité DCM. Se rendre donc à l’EN1998-1 § 5.4.3.2 et l’EN1998-5 § 5.4.2 pour les
dispositions des pieux.
Conformément à l’EN1998-1 § 5.4.3.2, les conditions minimales dans les zones critiques sont
considérées comme satisfaites si les conditions suivantes sont respectées :
L’espacement des armatures de confinement (en millimètres) ne dépasse pas :
(
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Avec :
la dimension minimale (en millimètres) du noyau de béton (par rapport à l’axe des
armatures de confinement)
le diamètre minimal des barres longitudinales (en millimètres).
La distance entre des barres longitudinales consécutives maintenues par des armatures
de confinement ou des épingles ne dépasse pas 200 mm, en tenant également compte
de l’EN1992-1-1 § 9.5.6 (6).
Figure 5-22 : Principe de ferraillage des fondations profondes
Guide de conception
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5.2.6. Tablier/Equipement
Selon l’EN1998-2 § 6.1 (3P), la formation de rotule de plastique n’est pas permise. De ce fait
aucune disposition constructive, d’un point de vu sismique, n’est nécessaire hors celle due au
dimensionnement des actions non-sismiques.
Dans le cas d’un encastrement des piles, il convient d’appliquer les règles du dimensionnement
en capacité et les dispositions constructives relatives aux zones nodales.
5.2.7. Chevêtre, têtes de piles et culées
Les chevêtres et culées, dans leurs zones courantes, doivent être dimensionnés et ferraillés
conformément aux prescriptions de l’EN1992-1-1.
Dans les zones adjacentes aux zones de rotules plastiques potentielles, sur une distance
horizontale égale à la moitié de la hauteur du chevêtre autour des nœuds d'encastrement (cas
des piles encastrées dans le tablier ou encastrement des pieux dans un chevêtre de culée), il
est conseillé de traiter la zone comme une zone adjacente de rotule plastique en section de
pile, en ajoutant les prescriptions pour les zones nodales (voir paragraphe 5.2.4.1.3).
Une attention particulière doit en outre être apportée à la conception de ces éléments, car ils
portent les organes d'appui. Les repos d'appui doivent donc être garantis, l'accès aux appareils
d'appui et dispositifs antisismiques également, en prévision d'une inspection, d'un
repositionnement ou d’un remplacement suite à un séisme.
5.2.8. Appareils d’appui et attelages sismique
Les dispositions concernant ce type d’appareils n’ont pas été étudiées et ne sont donc pas
détaillées dans ce présent guide. Néanmoins, il est recommandé de consulter les sections
suivantes le cas échéant :
- L’EN1998-2 § 6.6.1 + § 6.6.3.1 pour les attelages sismiques
- L’EN1998-2 § 6.6.1 + § 6.6.3.2 pour les dispositifs anti-soulèvement
- L’EN1998-2 § 6.6.1 + § 6.6.3.3 pour les dispositifs de transmission de chocs (STU)
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Kévin Wegrich Ingérop Conseil & Ingénierie Page 167
5.3. Dispositions constructives pour une conception à ductilité
limitée (1 q 1.5 )
5.3.1. Généralité
Selon l’EN1998-2 § 6.1 (2P), les dispositions à prendre pour les ponts à ductilité limitée sont
définies au § 6.5, où l’on y fait la distinction entre les zones critiques11 et les éléments non
ductiles.
Selon l’EN1998-2 § 6.5.1 (1P) et l’Annexe nationale, les règles suivantes s’appliquent pour
toutes les zones sismiques (sismicité très faible à forte).
Selon l’EN1998-2 § 6.1 (2P), il convient, dans la mesure du possible, que l’emplacement des
rotules plastiques soit accessible pour une visite d’inspection et aux réparations : dans la
majorité des cas au niveau des pieds (et têtes) des piles.
Selon l’EN1998-2 § 6.5.1 (2P), une section est considérée comme critique lorsque :
où :
est le moment de calcul maximal au droit de la section dans la situation sismique de
calcul,
est la résistance minimale à la flexion de la section dans la situation sismique de calcul
5.3.2. Dispositions relatives aux armatures longitudinales
Voir le paragraphe 5.2.2
5.3.3. Dispositions relatives aux armatures transversales
Voir le paragraphe 5.2.3
11
Zone correspondant à une localisation d’une rotule plastique potentielle
Guide de conception
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5.3.4. Pile
5.3.4.1. Pile en béton (EN1998-2 § 6.2)
5.3.4.1.1. Confinement (EN1998-2 § 6.2.1)
Sous l’effet d’une charge de compression, le béton a tendance à se dilater sur les côtés. Le
ferraillage transversal empêche dans une certaine mesure ce gonflement et confine le béton
selon un état tridimensionnel. Ce confinement est des plus importants dans les zones de
concentration d’efforts sismiques (moments fléchissants), en particulier les régions d’extrémités
des poutres et des poteaux (autres que les extrémités libres) ou encore les zones de sections
réduites.
5.3.4.1.1.1. Critères à valider pour la mise en place d’un confinement (EN1998-2 § 6.2.1 (3p) +
§ 6.5.1 (4p)):
o Dans les régions où
aucune disposition constructive de confinement n'est à
appliquer.
o Dans les régions à rotules plastiques potentielles où
ET
aucune disposition constructive de confinement n'est à appliquer
o Dans les régions à rotules plastiques potentielles où
ET
ET la ductilité des sections critiques avec une déformation du béton inférieure à
3,5‰, aucune disposition constructive de confinement n'est à appliquer.
o Dans les régions à rotules plastiques potentielles où
ET
ET la ductilité des sections critiques , des armatures transversales doivent être
mises en œuvre pour confiner le béton dans la zone critique et l’on doit se prémunir du
flambement des armatures longitudinales conformément au paragraphe 5.3.4.1.1.3.
o Pour les sections transversales en forme de caisson simple ou multiple, l’EN1998-2 §
6.2.4 (4) indique qu’il n’est pas nécessaire de vérifier les armatures de confinement à
condition que l’effort normal
et de satisfaire aux conditions de
flambement des armatures longitudinales comprimées décrites au paragraphe 5.3.4.1.2.
Guide de conception
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5.3.4.1.1.2. Etendue des zones critiques du confinement (EN1998-2 § 6.2.1.5 (1P et 2P))
Il ne faut pas confondre la longueur équivalente de rotule plastique Lp et la longueur de zone
critique Lh. La première est une approximation mathématique permettant de modéliser la zone
de rotule plastique théorique et d’en déduire les valeurs des rotations et déformations plastiques
dans la structure. La deuxième, définit l’étendue de la zone dans laquelle des dispositions
constructives particulières (notamment le confinement et la tenue des armatures longitudinales)
doivent être adoptées (c’est une extension sécuritaire de la longueur théorique).
La longueur des rotules plastique potentielles Lh à prendre en compte est :
o Si
(sections comprimées à moins de 30%) alors
{
(
}
o Si
(sections comprimées à moins de 30%) alors
{
(
}
La Figure 5-23 et la Figure 5-24 nous montrent les localisations à privilégier pour la localisation
des rotules plastiques potentielles.
Figure 5-23 : Exemple de Lh en direction transversale
Figure 5-24 : Exemple de Lh en direction longitudinale
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Selon l’EN1998-2 § 6.2.1.5 (4P), il faut également tenir compte de la zone directement
adjacente à la zone de rotule plastique de longueur Lh. Cette zone adjacente, de longueur égale
à Lh , doit présenter une quantité d’armatures transversales, au minimum requise par d’autre
critère, sans pour autant être inférieure à 50% de la quantité d’armatures de confinement
requise dans la rotule plastique.
La Figure 5-25, nous schématise les longueurs sur lesquelles des dispositions constructives
sont à prendre ainsi que les quantités d’armatures de confinement à mettre en place.
Figure 5-25 : Zone de rotule plastique potentielle et adjacente
5.3.4.1.1.3. Quantité d’armature de confinement exigée (EN1998-2 § 6.2.1.4) :
Le confinement, ou armatures transversales jouent un rôle essentiel dans le comportement
sous séisme de l’ouvrage en béton armé. C’est pour cela qu’il est important de garantir, en cas
de rupture d’une cerce ou d’un cadre, que les contraintes pourront se redistribuer sur les
armatures transversales voisines. Selon l’EN1998-2 § 6.2.1.4 (1P) et l’Annexe nationale, le
confinement est réalisé à l’aide de frettes et/ou épingles rectangulaires ou de cadres circulaires
(l’utilisation de spires hélicoïdales est interdite due à sa détente sur toute la longueur de
l’élément en cas de rupture).
Selon l’EN1998-2 § 6.2.1.1 (5P), la quantité d’armatures de confinement est caractérisée par le
rapport mécanique d’armatures présenté sous cette forme :
Avec :
Figure 1 : Zone de rotule plastique potentielle et adjacente
Armature de confinement 𝜔𝑤 𝑟𝑒𝑞
Armature de confinement 𝜔𝑤 𝑟𝑒𝑞
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o Sections rectangulaires : est le rapport d’armatures transversales
où :
est la section totale des frettes ou des épingles selon la direction du confinement
considérée;
est l'espacement longitudinal entre les frettes ou les épingles ;
est la dimension du noyau en béton perpendiculairement à la direction du confinement
considérée, mesurée aux nus extérieurs de la frette.
o Sections circulaires : est le rapport volumique des armatures circulaires par rapport
au noyau en béton
où :
est la section des cerces ou des spires ;
est le diamètre des cerces ou des spires ;
est l'espacement de ces barres.
Selon l’EN1998-2 § 6.2.1.4 (2P et 3P), la quantité minimale d’armature de confinement à mettre
en place dans les deux directions transversales est déterminée comme suit :
o Pour les cadres rectangulaires et les épingles
{
}
avec
(
avec
est la surface de la section brute de béton ;
est la surface de béton confinée (noyau) de la section mesurée par rapport à l'axe des
frettes ;
est le pourcentage d'armatures longitudinales ;
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, λ sont les coefficients spécifiés dans le Figure 5-25 : Zone de rotule plastique
potentielle et adjacente
Comportement sismique
Ductilité limitée 0.28 0.12
Tableau 5-5 : Valeurs minimales de et λ
o Pour les cadres circulaires, spires/cerces
{
}
Pour et , voir cadres rectangulaires et les épingles.
5.3.4.1.1.4. Espacement des armatures transversales dans les zones de rotules plastiques :
o Espacement longitudinal des cadres, épingles, cerces… (EN1998-2 § 6.2.1.2 (1P) +
§ 6.2.1.2 (1P)
{
( }
o Espacement transversal des côtés des frettes, épingles (EN1998-2 § 6.2.1.2 (2P))
{
(
}
Nota : Selon l’EN1998-2 § 6.2.1.2 (3P), les barres inclinées d'un angle α > 0 par rapport à la
direction transversale à laquelle fait référence, doivent être comptabilisées dans le
calcul de la section totale de l'expression du rapport d’armatures transversales des
sections rectangulaires du paragraphe 5.3.4.1.1.3 avec leur section multipliée par .
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Il est intéressant de reprendre la disposition de l’EN1998-2 § 5.4.3.1.2 (6P c), qui énonce
que la première armature de confinement ne doit pas être placée à plus de 50 mm de la
section d’extrémité de la poutre(ou autrement dit du fût de la pile).
La Figure 5-26, schématise les espacements transversaux minimaux avec des exemples de
ferraillage.
Figure 5-26 : Disposition typique utilisant des cadres recouvrant et des épingles
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5.3.4.1.1.5. Exemples de dispositions constructives dans les zones de rotules plastiques
Le bon confinement des zones de rotules plastiques par des armatures transversales constitue
une condition essentielle au bon comportement sismique des structures en béton armé. Son
efficacité dépend donc fortement de la géométrie de la section. Les exemples ci-dessous ont
été tirés du guide de conception Pont en Zone Sismiques du Sétra.
o Cas d’une section pleine
Pour une section circulaire ou elliptique, le confinement le plus efficace est obtenu grâce à
des cerces transversales (dispositions A, B et C de la Figure 5-27).
Figure 5-27 : Confinement des sections pleines circulaires ou elliptiques
Pour les sections rectangulaires, les dispositions de détail du type D de la Figure 5-28 sont
interdites car elles ne permettent pas une tenue suffisante des armatures longitudinales. Les
dispositions de type E de la même figure sont possibles mais souvent difficiles à mettre en
œuvre sur le chantier (problèmes d'encombrement).
Selon l’EN1998-2 § 6.2.1.4 (4P), pour ce type de section rectangulaire, la disposition F,
constituée de cerces enchevêtrées, peut donc représenter une alternative intéressante à
condition que la distance entre les centres des cerces enchevêtrées ne dépasse pas 0,6 fois le
diamètre de la cerce . Pour les sections de type mur-voile, un exemple de confinement est
représenté par la disposition G.
Figure 5-28 : Confinement des sections pleines rectangulaires
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o Cas d’une section creuse
Remarque : Selon l’EN1998-2 § 6.2.4 (1), les règles suivantes ne sont pas requises dans les
zones de sismicité faible.
Les sections creuses peuvent être utilisées avantageusement pour réduire la masse et les
forces d'inertie sismiques, notamment dans le cas des piles de pont de hauteur élevée.
Néanmoins leurs dimensions doivent, dans la zone de rotule plastique Lh, respecter un certain
ratio donné par l’EN1998-2 § 6.2.4 (2 et 3), qui impose la condition suivante :
- Section rectangulaire
- Section circulaire
Figure 5-29 : Confinement des sections creuses
Note : Dans le cas des sections circulaires creuses, les cerces intérieures sont sollicitées en
compression pour assurer le maintien des armatures longitudinales de la face interne.
Elles ne peuvent donc pas être considérées comme efficaces vis-à-vis du maintien du
filant. Par conséquent, les armatures longitudinales internes doivent être maintenues
par des cadres les reliant aux filants extérieurs (voir la Figure 5-29).
Les armatures transversales intérieures ne pourront par ailleurs être prises en compte
dans le confinement uniquement sous réserve qu'elles soient ligaturées ou soudées
avec les cadres.
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5.3.4.1.2. Flambement des armatures longitudinales comprimées (EN1998-2 § 6.2.2)
Sous sollicitations sismiques alternées, les armatures longitudinales des pièces comprimées
sont susceptibles de subir des contraintes de compressions pouvant engendrer leur flambement
dans les zones les plus sollicitées (zone critiques).
On distingue deux modes de flambement : le flambement entre deux lits d’armatures
transversales et le flambement sur une longueur plus importante, pouvant entraîner la rupture
d’un ou plusieurs lits d’armatures transversales.
Le premier mode peut être évité par un espacement suffisamment réduit des lits d’armatures
transversales, en fonction du diamètre nominal des aciers longitudinaux. Le deuxième mode de
flambement peut être évité en conférant aux armatures transversales une résistance (ou
section) suffisante, fonction de leur espacement, de la section des armatures longitudinales et
des résistances relatives des nuances d’acier utilisées pour ces deux types d’armatures. Dans
tous les cas, il convient de respecter les dispositions anti-flambement suivantes.
5.3.4.1.2.1. Quantité des armatures de flambement dans les zones de rotules plastiques
potentielles et zones critiques :
Selon l’EN1998-2 § 6.2.2 (4P), il convient que la quantité minimale d’armatures/d’épingles
transversales doit être déterminée comme suit :
∑
où :
est la section d'un brin de l'épingle, en mm²
est la distance transversale entre les brins des épingles, en m
est la somme des sections des barres longitudinales maintenues par chaque brin
d’armature transversale, en mm²
est la contrainte à la limite élastique de l’acier des armatures transversales, en MPa
est la contrainte à la limite élastique de l’acier des armatures longitudinales, en MPa
Remarque : Le nouveau Guide de conception du Sétra « Ponts en zone sismique » dans sa
version provisoire de Janvier 2010 étend cette prescription aux zones adjacentes
5.3.4.1.2.2. Espacement des armatures de flambement dans les zones de rotules plastiques
potentielles et zones critiques
Selon l’EN1998-2 § 6.2.2 (2), il convient de limiter l’espacement entre les armatures
transversales de la manière suivante :
Et
(
)
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Avec :
est le diamètre des barres longitudinales
est la résistance caractéristique en traction de l'acier de béton armé
est la limite caractéristique d'élasticité de l'acier de béton armé
5.3.4.1.2.3. Règles de conception des armatures transversales
Selon l’EN1998-2 § 6.2.2 (3a et 3b), les armatures transversales seront de préférence
disposées de façon telle que chaque barre longitudinale (ou chaque groupe de barres) soit
individuellement maintenue par au moins un lit sur deux d’armatures transversales s'opposant à
son flambement vers l'extérieur. Chaque cours d'armature doit comprendre au moins un cadre
(ou plusieurs, si la forme de la section l'exige) disposé de façon à s'opposer au gonflement du
béton.
Les épingles doivent comporter des crochets à 135° à une extrémité et des crochets à 135° ou
à 90° à l'autre extrémité. Les épingles, comportant des crochets à 135° aux deux extrémités,
peuvent se composer de deux éléments de jonction par recouvrement. Si > 0,30, les
crochets à 90° ne sont pas autorisés sur les épingles. La Figure 5-30, montre les courbures
ainsi que les longueurs droites préconisées par l’EN1992-1-1 et par l’EN1998-2 § 6.2.3 (1P).
Figure 5-30 : Schéma des ancrages des cadres
Si les épingles comportent des crochets différents à leurs deux extrémités, il convient d'alterner
ces crochets sur les épingles adjacentes, à la fois horizontalement et verticalement.
Pour les sections circulaires de diamètre inférieur à 1,50 m, il est loisible de considérer que le
maintien des armatures filantes est assuré par la courbure des armatures transversales sur la
face tendue (voir la Figure 5-31).
(a) (b)
(c)
Figure 5-31 : Exemples de maintien des armatures longitudinales
- cas a. cas d'un fût circulaire de diamètre D' 1.50m
- cas b. cas d'une section rectangulaire hors zone critique
- cas c. cas d'une section rectangulaire en zone critique
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5.3.4.1.3. Zones nodales (EN1998-2 § 5.6.3.5)
Les zones nodales (encastrements pile/semelle, pile/chevêtre, pile/tablier ou nœuds des piles
portiques sont généralement très sollicitées en cas de séisme. Leur confinement doit donc être
particulièrement soigné.
Selon l’EN1998-2 § 5.6.3.5.4 (1P), il convient que des étriers verticaux entourent l'armature
longitudinale de la «poutre» au droit de la face opposée au «poteau». Il convient que des étriers
horizontaux entourent l'armature verticale de la «poutre», ainsi que les barres horizontales de la
«poutre» ancrées dans le nœud. La prolongation des étriers/cerces du «poteau» dans le nœud
est recommandée.
Selon l’EN1998-2 § 5.6.3.5.4 (1P), il est conseillé de conserver 50% des quantités requises
dans les zones de rotules plastiques adjacentes (sur une longueur de Lh/2).
Selon l’EN1998-2 § 5.6.3.5.4 (4P), il convient que les armatures longitudinales (verticales) «du
poteau» (cadres, épingles, cerces…) pénètrent dans la «poutre» aussi loin que possible, leur
extrémité étant située juste en amont des couches d'armature de la «poutre» au droit de la face
opposée à l'interface «poteau»-«poutre». Dans la direction de flexion de la rotule plastique, il
convient d'ancrer les barres des deux zones en traction du «poteau» au moyen d'un crochet
rectangulaire dirigé vers le centre du «poteau».
Selon l’EN1998-2 § 5.6.3.5.4 (2 ; 6 et 7), en cas de difficulté de mise en œuvre, des sujétions
alternatives sont toutefois acceptées (50% des cadres peuvent être remplacés par des
armatures en U encerclant les barres longitudinales en face "libre" du nœud, possibilité de
décaler de part et d'autre du nœud, et sous certaines conditions de conservation des sections
d'aciers nécessaires, quelques aciers en bordure immédiate à l'extérieur de nœud. La Figure
5-32, schématise les dispositions à prendre pour les nœuds.
Figure 5-32 : Dispositions particulières relatives au confinement des zones modales (EN1998-2 § 5.6.3.5.4 (fig.5.4))
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5.3.4.2. Pile en acier (EN1998-2 § 6.3)
Ce type de pile sort du cadre des ponts courants et donc de ce guide. Voir l’EN1998-2 § 6.3 (1)
pour plus d’informations.
5.3.5. Fondation
Voir paragraphe 5.2.5
5.3.6. Tablier/Equipement
Voir paragraphe 0
5.3.7. Chevêtre, têtes de piles et culées
Voir paragraphe 0
5.3.8. Appareils d’appui et attelages sismiques
Voir paragraphe 5.2.8
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6. Exemples de démarche à adopter pour une étude sismique
Ce paragraphe décrit de manière détaillée la démarche à adopter pour effectuer une vérification
totale au séisme sur deux types d’ouvrages courants :
- Conception élastique, Tablier hyperstatique reposant intégralement sur ses appuis via
des appareils d’appui en élastomère fretté à faible amortissement (1er Cas)
- Conception ductile, Tablier hyperstatique encastré au niveau des piles et reposant sur
des appareils d’appui en élastomère fretté au niveau des culées (2ème Cas)
6.1. Démarche à adopter pour le 1er cas
1. Caractéristiques des matériaux
1.1. Bétons
Déterminer l’ensemble des caractéristiques des différents éléments en béton (tablier, fondation,
piles etc…) :
- Résistance caractéristique à la compression
- Résistance moyenne à la traction
- Module instantanée
- …
(Voir l’EN1992-1-1)
Déterminer les contraintes limites pour les différents éléments en béton :
- E.L.U. accidentelles
- …
(Voir l’EN1992-1-1 § 7.2 + A.N et l’EN1992-2 § 7.2 + A.N)
1.2. Aciers
Déterminer l’ensemble des caractéristiques des aciers utilisés :
- Limite d’élasticité
- Module d’élasticité
Déterminer les contraintes limites
- E.L.U. accidentelles
- …
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2. Calculs des efforts dus au séisme
2.1. Hypothèses de calcul
2.1.1. Classe de l’ouvrage et niveau d’accélération nominale
Voir paragraphe 2.2.1
2.1.2. Caractérisation du site
Voir paragraphe 0
2.1.3. Caractéristiques « dynamiques » du sol
Voir paragraphe 0
2.1.4. Coefficient de comportement
Voir paragraphe 3.2.2.1.2
- Séisme longitudinal
- Séisme transversal
- Séisme vertical
Voir paragraphe 3.3.2 pour les particularités dues aux appareils d’appui en élastomère
fretté
2.2. Efforts dus au séisme longitudinal
Voir paragraphe 3.3.5 pour les particularités dues aux appareils d’appui en élastomère
fretté
2.2.1. Masse vibrante
Voir paragraphe 2.4.1
2.2.2. Rigidité de l’ouvrage dans le sens longitudinal
Voir paragraphe 2.4.2
2.2.3. Périodes propres, forces statiques équivalentes et déplacements
Voir paragraphe 3.1.5.2 pour la méthode à appliquer et vérification des conditions
Voir paragraphe 3.1.5.2.2.1 pour les sollicitations du séisme longitudinal
Guide de conception
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Voir paragraphe 2.3.1 pour l’utilisation des spectres
Voir paragraphe 0 pour déterminer les déplacements
2.3. Efforts dus au séisme transversal
2.3.1. Masses vibrantes
Voir paragraphe 2.4.1
2.3.2. Raideurs des ressorts d’appui
Voir paragraphe 2.4.2
Note sur les rigidités à prendre pour le séisme transversal dans le cas d’utilisation d’appareil
d’appui en élastomère fretté :
Pour les piles : prise en compte de la rigidité de l’appareil d’appui uniquement car la
rigidité apportée par la pile peut être négligée dans ce cas
Pour les culées : prise en compte de la rigidité de la structure porteuse uniquement
car les appareils d’appui ne sont pas pris en compte (blocage latéral)
2.3.3. Périodes propres, forces latérales statiques équivalentes et
déplacements
Voir paragraphe 3.1.5.2 pour la méthode à appliquer et vérification des conditions
Voir paragraphe 3.1.5.2.2.2 pour les sollicitations du séisme transversal
Voir paragraphe 2.3.1 pour l’utilisation des spectres
2.4. Séisme vertical
2.4.1. Masses vibrantes
Voir paragraphe 2.4.1
2.4.2. Appuis
Voir paragraphe 2.4.2
2.4.3. Périodes propres et forces latérales statiques équivalentes
Voir paragraphe 3.1.5.2 pour la méthode à appliquer et vérification des conditions
Voir paragraphe 0 pour les sollicitations dues au séisme vertical
Voir paragraphe 2.3.1 pour l’utilisation des spectres
Guide de conception
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2.5. Poussée des terres due au séisme
Voir paragraphe 3.1.6
2.6. Prise en compte du biais : efforts de torsion
Voir paragraphe 3.1.5.2.2.4
2.7.1. Efforts de torsion : Séisme longitudinal
2.7.1.1. Effort dans la pile dû à la torsion (sens longitudinal)
2.7.1.2. Effort dans la culée dû à la torsion (sens longitudinal)
2.7.2. Efforts de torsion : Séisme transversal
2.7.2.1. Effort dans la pile dû à la torsion (sens transversal)
2.7.2.2. Effort dans la culée dû à la torsion (sens transversal)
3. Vérification des piles au séisme
Voir paragraphe 0
3.1. Stabilité de la semelle/pile sous l’effet du séisme
3.1.1. Efforts en pied de semelle
3.1.2. Stabilité au renversement
Voir paragraphe 4.2.2.1
3.1.3. Vérification de la rupture par capacité portante
Voir paragraphe 4.2.2.1
3.1.4. Vérification de la rupture par glissement
Voir paragraphe 4.2.2.1
3.2. Vérification du ferraillage des piles sous l’effet du séisme
3.2.1. Principe de la vérification des sections
3.2.2. Ferraillage principal des semelles
Voir paragraphe 4.2.2.2
Guide de conception
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3.2.2.1. Efforts principaux dans la semelle
3.2.2.2. Vérification vis-à-vis de la flexion
Voir paragraphe 3.1.7.2.2
3.2.2.3. Vérification vis-à-vis de l’effort tranchant
Voir paragraphe 3.1.7.2.3
3.2.3. Ferraillage principal des fûts de pile
Voir paragraphe 4.3
3.2.3.1. Efforts principaux au pied du fût
Ne pas oublier les efforts du 2nd ordre voir paragraphe 3.1.7.2.5
Voir paragraphe 3.1.7.2.2
3.2.3.2. Vérification vis-à-vis de la flexion composée
Ne pas oublier l’effort de traction supplémentaire dans les barres longitudinales dû à l’effort
tranchant (voir l’EN1992-1-1 § 6.2)
3.2.3.3. Vérification vis-à-vis de l’effort tranchant
Voir paragraphe 3.1.7.2.3
3.3. Justification des néoprènes sous l’effet du séisme
Voir paragraphe 3.3.8
3.3.1. Calcul de l’air réduit du néoprène
Voir paragraphe 3.3.8.2.1
3.3.2. Vérification au flambement
Voir paragraphe 3.3.8.2.2
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3.3.3. Vérification traction dans les frettes
Voir paragraphe 0
3.3.4. Vérification du non-glissement
Voir paragraphe 3.3.8.2.4
3.3.5. Vérification de la limite en rotation
Voir paragraphe 3.3.8.2.5
3.3.6. Vérification de la limite en distorsion ε
Voir paragraphe 3.3.8.2.6
4. Vérification des culées au séisme
Voir les exigences de base paragraphe 4.4.1 à 4.4.3
4.1. Stabilité des semelles sous l’effet du séisme longitudinal
Voir paragraphe 4.4.4.2
Voir paragraphe 4.4.5 pour informatiser les calculs
4.1.1. Efforts en pied de semelle
4.1.1.1. Vérification de la stabilité au renversement
- Renversement sous (1 + kv)
- Renversement sous (1 – kv)
4.1.1.2. Vérification de la stabilité au glissement
- Glissement sous (1 + kv)
- Glissement sous (1 – kv)
4.1.1.3. Conclusion
4.2. Stabilité des semelles sous l’effet du séisme transversal
Généralement non dimensionnant du fait de la grande inertie dans ce sens-là mais à vérifier au
cas par cas !
4.2.1. Efforts en pied de semelle
4.2.1.1. Vérification de la stabilité au renversement
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- Renversement sous (1 + kv)
- Renversement sous (1 – kv)
4.2.1.2. Vérification de la stabilité au glissement
- Glissement sous (1 + kv)
- Glissement sous (1 – kv)
4.2.1.3. Conclusion
4.3. Stabilité des semelles pour le calcul du ferraillage : sens longitudinal
Voir paragraphe 4.4.4.1
Voir paragraphe 4.4.5 pour informatiser les calculs
4.3.1. Sens longitudinal ; efforts en pied de semelle ; (1+kv)
4.3.2. Sens longitudinal ; Ferraillage principal des semelles ; (1+kv)
4.3.2.1. Efforts principaux dans les semelles
4.3.2.2. Vérification vis-à-vis de la flexion
4.3.2.3. Vérification vis-à-vis de l’effort tranchant
4.3.3. Sens longitudinal ; efforts en pied de semelle ; (1-kv)
4.3.4. Sens longitudinal ; Ferraillage principal des semelles ; (1-kv)
4.3.4.1. Efforts principaux dans les semelles
4.3.4.2. Vérification vis-à-vis de la flexion
4.3.4.3. Vérification vis-à-vis de l’effort tranchant
4.4. Stabilité des semelles pour le calcul du ferraillage : sens transversal
Voir paragraphe 4.4.5 pour informatiser les calculs
Même principe de vérification que dans le cas des piles
4.4.1. Sens transversal ; efforts en pied de semelle ; (1+kv)
4.4.2. Sens transversal ; Ferraillage principal des semelles ; (1+kv)
4.4.2.1. Efforts principaux dans les semelles
4.4.2.2. Vérification vis-à-vis de la flexion
4.4.2.3. Vérification vis-à-vis de l’effort tranchant
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4.4.3. Sens transversal ; efforts en pied de semelle ; (1-kv)
4.4.4. Sens transversal ; Ferraillage principal des semelles ; (1-kv)
4.3.4.1. Efforts principaux dans les semelles
4.3.4.2. Vérification vis-à-vis de la flexion
4.3.4.3. Vérification vis-à-vis de l’effort tranchant
4.5. Ferraillage du mur de front des culées
Même principe de vérification que pour la semelle de la culée à savoir déterminer les efforts
sous ( ) au niveau du pied du mur de front puis effectuer les vérifications aux tranchants et
moments fléchissant de la même manière que dans les piles.
4.6. Ferraillage des butées transversales
Voir paragraphe 4.5.5
4.6.1. Ferraillage en poutre console (Méthode des « bielles-Tirants »)
4.6.2. Justification de la butée métallique sur tablier
4.6.3. Justification des soudures
4.7. Repos d’appui minimal
Voir paragraphe 4.5.6
5. Ferraillage des différents éléments en fonction des dispositions constructives
Voir paragraphe 5.3
Globalement les vérifications suivantes sont à faire :
5.1. Ferraillage du fût de la pile par rapport aux dispositions constructives
- Armatures verticales
- Armatures horizontales
- Armatures transversales
- Longueur de recouvrement
5.2. Ferraillage de la semelle de la pile par rapport aux dispositions
constructives
- Armature de flexion
- Armatures de cisaillements
5.3. Vérification de la non-formation de rotule plastique
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6.2. Démarche à adopter pour le 2ème cas
Remarque : La démarche employée se restreint à la vérification de la pile encastrée (pour les
culées et les fondations, se reporter au cas précédent du fait de leurs vérifications
élastiques : interdiction de former une rotule plastique)
1. Caractéristiques des matériaux
1.1. Bétons
Déterminer l’ensemble des caractéristiques des différents éléments en béton (tablier, fondation,
piles etc…) :
- Résistance caractéristique à la compression
- Résistance moyenne à la traction
- Module instantané
- …
(Voir l’EN1992-1-1)
Déterminer les contraintes limites pour les différents éléments en béton :
- E.L.U. accidentelles
- …
(Voir l’EN1992-1-1 § 7.2 + A.N et l’EN1992-2 § 7.2 + A.N)
1.2. Aciers
Déterminer l’ensemble des caractéristiques des aciers utilisés :
- Limite d’élasticité
- Module d’élasticité
Déterminer les contraintes limites
- E.L.U. accidentelles
- …
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2. Calculs des efforts dus au séisme
2.1. Hypothèses de calcul
2.1.1. Classe de l’ouvrage et niveau d’accélération nominale
Voir paragraphe 2.2.1
2.1.2. Caractérisation du site
Voir paragraphe 0
2.1.3. Caractéristiques « dynamique » du sol
Voir paragraphe 0
2.1.4. Coefficient de comportement
Voir paragraphe 3.2.2.1.2
- Séisme longitudinal
- Séisme transversal
- Séisme vertical
2.2. Efforts dus au séisme longitudinal
2.2.1. Masse vibrante
Voir paragraphe 2.4.1
2.2.2. Rigidité de l’ouvrage dans le sens longitudinal
Voir paragraphe 3.2.5
Voir paragraphe 2.4.2
2.2.3. Périodes propres, forces statiques équivalentes et déplacements
Voir paragraphe 3.1.5.2 pour la méthode à appliquer et vérification des conditions
Voir paragraphe 3.1.5.2.2.1 pour les sollicitations du séisme longitudinal
Voir paragraphe 2.3.1 pour l’utilisation des spectres
Voir paragraphe 0 pour déterminer les déplacements
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2.3. Efforts dus au séisme transversal
2.3.1. Masses vibrantes
Voir paragraphe 2.4.1
2.3.2. Raideurs des ressorts d’appui
Voir paragraphe 3.2.5
Voir paragraphe 2.4.2
2.3.3. Périodes propres, forces latérales statiques équivalentes et
déplacements
Voir paragraphe 3.1.5.2 pour la méthode à appliquer et vérification des conditions
Voir paragraphe 3.1.5.2.2.2 pour les sollicitations du séisme transversal
Voir paragraphe 2.3.1 pour l’utilisation des spectres
2.4. Séisme vertical
2.4.1. Masses vibrantes
Voir paragraphe 2.4.1
2.4.2. Appuis
Voir paragraphe 3.2.5
Voir paragraphe 2.4.2
2.4.3. Périodes propres et forces latérales statiques équivalentes
Voir paragraphe 3.1.5.2 pour la méthode à appliquer et vérification des conditions
Voir paragraphe 0 pour les sollicitations dues au séisme vertical
Voir paragraphe 2.3.1 pour l’utilisation des spectres
2.5. Poussée des terres due au séisme
Voir paragraphe 3.1.6
2.6. Prise en compte du biais : efforts de torsion
Voir paragraphe 3.1.5.2.2.4
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Kévin Wegrich Ingérop Conseil & Ingénierie Page 191
2.7.1. Efforts de torsion : Séisme longitudinal
2.7.1.1. Effort dans la pile dû à la torsion (sens longitudinal)
2.7.1.2. Effort dans la culée dû à la torsion (sens longitudinal)
2.7.2. Efforts de torsion : Séisme transversal
2.7.2.1. Effort dans la pile dû à la torsion (sens transversal)
2.7.2.2. Effort dans la culée dû à la torsion (sens transversal)
3. Vérification des piles au séisme
Voir paragraphe 0
3.1. Vérification du ferraillage des piles sous l’effet du séisme
3.1.1. Hypothèses de départ sur les charges/combinaisons à prendre +
principe de la vérification des sections
Voir paragraphe 3.1.7.1
Voir paragraphe 4.3
Voir paragraphe 3.2.2.2
Voir paragraphe 3.2.7
3.1.2. Vérification à la flexion des sections de rotules plastiques
Ne pas oublier de vérifier les sections en ajoutant l’effort de traction supplémentaire dû aux
efforts tranchants.
3.1.2.1. Résistance à la flexion des sections de rotules
plastiques en pied du fût de la pile
Voir Tableau 3-5
3.1.2.1.1. Efforts à L’ELU sous séisme (sans effets du 2nd ordre)
- Efforts à l’ELU sous l’effet du séisme transversal en action de base
- Efforts à l’ELU sous l’effet du séisme longitudinal en action de base
- Effets du 2nd ordre
3.1.2.1.2. Efforts à L’ELU sous séisme (avec effets du 2nd ordre)
3.1.2.2. Résistance à la flexion des sections de rotules
plastiques en tête du fût de la pile
Voir Tableau 3-5
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3.1.2.2.1. Efforts à L’ELU sous séisme (sans effets du 2nd ordre)
- Efforts à l’ELU sous l’effet du séisme transversal en action de base
- Efforts à l’ELU sous l’effet du séisme longitudinal en action de base
- Effets du 2nd ordre
3.1.2.2.2. Efforts à L’ELU sous séisme (avec effets du 2nd ordre)
3.1.2.3. Analyse du ferraillage
- WFER : Vérification en pied de pile
- WFER : Vérification en tête de pile
- Analyse des résultats en pied de pile
- Ductilité requise + capacité de rotation
Voir paragraphe 3.2.7.2.6
- Analyse des résultats en tête de pile
- Ductilité requise + capacité de rotation
Voir paragraphe 3.2.7.2.6
- Etude de la zone critique en pied dans le sens longitudinal
Voir paragraphe 3.2.7.2.2
- Etude de la zone critique en pied dans le sens transversal
Voir paragraphe 3.2.7.2.2
- Etude de la zone critique en tête dans le sens longitudinal
Voir paragraphe 3.2.7.2.2
- Etude de la zone critique en tête dans le sens transversal
Voir paragraphe 3.2.7.2.2
- Zone de rotule plastique en tête et pied dans le sens trans.
- Zone de rotule plastique en tête et pied dans le sens long.
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Exemple de résultats pour une poutre bi-encastrée
3.1.3. Vérification à la flexion des sections hors rotule plastique
Voir Tableau 3-5
3.1.3.1. Résistance à la flexion du nœud 43 (hors rotule plastique)
3.1.3.1.1. Efforts à L’ELU sous séisme (sans effets du 2nd ordre)
3.1.3.1.2. Efforts à L’ELU sous séisme, avec effets du 2nd ordre
Voir paragraphe 3.1.7.2.5
3.1.3.1.3. Efforts à L’ELU sous séisme, avec effets du 2nd ordre,
avec coefficient de sur-résistance
Voir paragraphe 3.2.7.2.3
3.1.3.2. Résistance à la flexion du nœud 41 (hors rotule plastique)
3.1.3.2.1. Efforts à L’ELU sous séisme (sans effets du 2nd ordre)
3.1.3.2.2. Efforts à L’ELU sous séisme, avec effets du 2nd ordre
Voir paragraphe 3.1.7.2.5
3.1.3.2.3. Efforts à L’ELU sous séisme, avec effets du 2nd ordre,
avec coefficient de sur-résistance
Voir paragraphe 3.1.7.2.5
3.1.3.3. Analyse du ferraillage
(Analyse à faire à la fin)
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- Vérification de la formation de rotule plastique en pied de pile
Voir paragraphe 3.2.7.2.6
- Vérification de la formation de rotule plastique en tête de pile
Voir paragraphe 3.2.7.2.6
- Conclusion et ferraillage final de la pile
3.1.4. Vérification de l’effort tranchant
Voir Tableau 3-5
3.1.4.1. Détermination des efforts tranchants
3.1.4.2. Vérification à l’effort tranchant des sections de la pile
3.1.4.3. Vérification à l’effort tranchant de la rotule plastique
3.2. Vérification du choix du coefficient de comportement
3.2.1. Vérification de la valeur du coefficient de comportement
Voir paragraphe 3.2.2.1.2
3.2.2. Vérification du comportement sismique régulier du pont
Voir paragraphe 3.2.2.1.3
3.3. Vérification des nœuds adjacents aux rotules plastiques
Voir paragraphe 3.2.7.2.4
3.4. Mise en place des dispositions constructives pour la pile
Voir paragraphe 5.2
Globalement les vérifications suivantes sont à faire :
3.4.1. Dispositions relatives aux armatures longitudinales
Guide de conception
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3.4.1.1. Pourcentage minimal et maximal
3.4.1.2. Espacement des armatures longitudinales
3.4.1.3. Continuité/recouvrement dans la zone de rotule plastique
3.4.1.4. Continuité/recouvrement hors zone de rotule plastique
3.4.2. Dispositions relatives aux armatures transversales
3.4.2.1. Pourcentage minimal et maximal
3.4.2.2. Recommandations générales
3.4.2.3. Espacement des armatures transversales dans les zones de
recouvrement
3.4.2.4. Sections des armatures transversales dans les zones de
recouvrement
3.4.3. Dispositions relatives à la pile
3.4.3.1. Confinement de la pile
3.4.3.2. Espacement des armatures transversales dans les zones de
rotules plastique
3.4.3.3. Flambement des armatures longitudinales comprimées
3.4.3.4. Zones nodales
3.4.4. Conclusion sur les dispositions constructives à mettre en place
3.5. Vérification du niveau de déformation
Seulement dans le cas où cela est nécessaire
Voir paragraphe 3.2.7.2.5
3.5.1. Détermination de la capacité de rotation de calcul
3.5.2. Détermination de la demande en rotation de rotules plastiques
3.6. Détermination du déplacement final du tablier
Voir paragraphe 0
Guide de conception
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Bibliographie 1. Sites Internet
http://www.planseisme.fr/Historique,25.html
http://www.cete-mediterranee.fr
2. Normes
EN1990 - Base de calcul des structures
EN1991 – Actions sur les structures
o Partie 1-1 : Actions générales- Poids volumiques, poids propres, charges
d'exploitation des bâtiments
o Partie 2 : Actions sur les ponts, dues au trafic
o Partie 1-5 : Actions générales – actions thermiques
EN1992 – Calcul des structures en béton
o Partie 1-1 : Règles générales et règles pour les bâtiments
o Partie 2 : Ponts en béton — Calcul et dispositions constructives
EN1998 – Calcul des structures pour leur résistance aux séismes
o Partie 1 : Règles générales, actions sismiques et règles pour les bâtiments
o Partie 2 : Ponts
DTU Règles PS 92 : Règles de construction parasismique (décembre 1995)
3. Livres
Maîtrise de l’Eurocode 2 – J.ROUX – Ed. Eyrolles – 2009
Pratique de l’Eurocode 2 – J.ROUX – Ed. Eyrolles – 2009
4. Guides de l’A.F.P.S.
Guide des dispositions constructives parasismiques des ouvrages en acier, béton, bois
et maçonnerie (mai 2007)
Guide AFPS 92 pour la protection parasismique des ponts (décembre 1994)
5. Guides du Sétra
Guide méthodologique – Ponts en zone sismique – Guide de conception (Version
provisoire janvier 2010)
Pont courants en zone sismique – Guide conception (Janvier 2000)
6. Cours I.N.S.A. de Strasbourg
Cours de béton armé – M. Freddy Martz (2009 à 2011)
Cours des Ouvrages d’art courants en zone sismique – M. Didier Guth (2011)