Ossatures du Bâtiment

ا اطا ااRépublique Algérienne Démocratique et Populaire

Ministère de l’Enseignement Supérieur et de la Recherche Scientifique

Université Hassiba Benbouali de Chlef

Faculté de Génie Civil et d’Architecture

Département de Génie Civil

Ossatures du

MASTER GENIE CIVIL

Prof.

راا اطا ااRépublique Algérienne Démocratique et Populaire

Ministère de l’Enseignement Supérieur et de la Recherche Scientifique

Université Hassiba Benbouali de Chlef

Faculté de Génie Civil et d’Architecture

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Polycopié

Ossatures du Bâtiment

GENIE CIVIL OPTION : BATIMENT

Prof. KASSOUL Amar

راRépublique Algérienne Démocratique et Populaire

ا وزارة اا و ا رو ا ما ا

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Bâtiment

BATIMENT

ProgrammeCHAPITRE 1 : LES MURS

1.1. Définition - Fonctions - mode de fonctionnement des divers types de murs

1.2. Les différents types de murs1.3. Les murs en maçonneries 1.4. Les voiles en béton armé1.5. Les parois enterrées (voiles périphériques)

CHAPITRE 2 : FONDATIONS 2.1. Rôles des fondations - Fonctionnement des fondations - Types de

fondations 2.2. Fondations superficielles (isolés et continues) - Radiers2.3. Fondations profondes - Pathologie des fondations

CHAPITRE 3 : LES CONTREVENTEMENTS3.1. Définition - Choix du contreventement 3.3. Contreventement général des bâtiments - Solutions mixtes3.4. Comportement et dimensionnement à la torsion

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

Chapitre 1 : LES MURS

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

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CHAPITRE 1 : LES MURS

1. GENERALITES1.1. DÉFINITIONOn entend par «murs» des ouvrages verticaux en béton ou en maçonnerie. Ils peuvent êtrepréfabriqués ou réalisés directement à leur emplacement définitif dans la construction.

1.2. Mode de fonctionnement des mursLes murs ou voiles sont des éléments structuraux sollicités principalement dans leur plan et dontl’épaisseur est généralement faible en regard des autres dimensions. Selon leur fonction et mode desollicitation, on peut distinguer essentiellement les types de murs suivants :

-Les murs porteurs, sollicités principalement par des efforts normaux quasi centrésdécoulant de la descente des charges ; il en résulte un état unidimensionnel de contraintes normalesde compression. Pour la reprise des charges verticales, les murs peuvent ainsi être dimensionnés etconçus comme des poteaux. Peut être réalisé en béton armé où en maçonnerie.

-les poutres cloisons (linteaux), dénommées aussi parois porteuses, soumises à dessollicitations de flexion et de cisaillement dans leur plan à la manière de poutres fléchies. Leurcomportement et leur calcul se distinguent de ces dernières en raison de la répartition non linéairesdes contraintes dans les sections due à leur faible élancement.

-Les murs de contreventement, sollicités à la fois par des efforts normaux dus aux chargesverticales et par des efforts de flexion et de cisaillement dans leur plan dus aux actions horizontales.Ces murs fonctionnent comme des consoles encastrées dans les fondations ou au niveau du rez dechaussée ; ces consoles pouvant, en fonction de leur élancement, être analysées soit comme despoutres, soit comme des parois porteuses.

- Les voiles périphériques, dans le cas où des murs et des parois porteuses subissentsimultanément des sollicitations de flexion transversalement à leur propre plan, on appliqueraégalement les règles et dispositions prévues pour les dalles. C’est notamment le cas des murs contreterre des sous sols de bâtiments (Les voiles périphériques), des murs de soutènement, des murs deréservoirs et des parois de silos.

1.3. FONCTIONS DES MURSEn plus de leurs rôle de portance où de contreventement, les murs assurent le confort et la sécuritédes habitants. Dans la suite, on cite les différentes fonctions d’un mur où une paroi verticale.1.3.1. Séparation

la construction de l'extérieur (ex : murs de façades, pignons) les pièces ou locaux entre eux (ex : refends, cloisons) la construction du sol (ex : murs de soubassement) des terrains (ex : murs de clôture).

Solution : N’importe quelle paroi du moment qu’elle existe convient.

1.3.2. Résistance aux différentes charges permanentes (poids des éléments porteurs et non porteurs de

l’ouvrage) et variables (charges d’exploitation et climatiques comme la neige et le vent).Solution : Il faut une couche résistante adéquate dans la paroi verticale suivant s’il s’agitd’une paroi porteuse ou non.



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

1.3.3. Isolation thermique en limitant le plus possible le passage de la chaleur par la paroi dans le cas

d’une paroi séparant un local chauffé d’un local non chauffé. Pour les autres parois,cette isolation est inutile. Solution : on utilise un isolant thermique si l’élément résistantn’est pas isolant.

-contre les bruits : Aériens extérieurs (ex : trafic routier) et intérieurs (ex : télévision, chaîne, chant…).

Solution : on emploie un isolant phonique ou une paroi lourde surtout pour les murs defaçade ainsi que ceux séparant deux logements.

D’impact (ex : planter un clou). Mais il est rare qu'il y ait des bruits d'impact sur lesparois verticales. Il n'est donc pas nécessaire d'isoler les parois verticales de ces bruitsd'impact.

-contre l’incendie pour pallier la diminution des caractéristiques mécaniques des matériauxsous la chaleur. Solution : On tient compte des normes exigeantes sur tous lesmatériaux utilisés dans la paroi sur leur tenue au feu et on peut par exemple augmenterles sections résistantes.

- contre l'eau : de pluie (uniquement pour les murs de façades). Solution : on peut

utiliser un revêtement de façade étanche ou voir III. obtenue à cause de la vapeur d'eau dans la construction (cuisson des

aliments, douches…).Solution : la vapeur d'eau va de l'intérieur du bâtiment vers l'extérieur et peut endommager lespropriétés thermiques des isolants hydrophiles, c’est à dire qui absorbe l’eau. Pour éviter cela, onutilise un pare-vapeur placé avant l’isolant.

du sol qui provoque des remontées capillaires.

1.3.4. Esthétique pour l’environnement, et donc pouvant être décorée. Solution : Un beauparement, un enduit ou un jeu de formes différentes et de couleurs.

1.3.5. Eclairer l’intérieur de la construction par la lumière du jour. Solution : des baies à doublevitrage pour des isolations thermique et acoustique.

1.3.6.Étanchéité à l’air.Solution : Les parois opaques sont étanches à l’air et c’est au niveau des baies que l’air peut

s’infiltrer. C’est à ce niveau qu’il faudra faire attention.

2. DIFFERENTS TYPES DE MURSLes murs et élévations peuvent être faits de différents matériaux : béton coulé, parpaings, briques,béton cellulaire, …Selon leur position et leur rôle, on distingue principalement :



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- le mur - pignon : qui ferme l'extrémité du bâtiment,- le mur de façade : qui ferme les côtés du bâtiment, Il s’agit souvent de murs en maçonneriepossédant des baies (pour les portes, les fenêtres et les portes-fenêtres) et pourvus ou non d’unisolant thermique.

- le mur de refend : Ceux sont des murs porteurs intérieurs. Ils constituent un appui intermédiairepour les planchers qu’ils supportent. Réalisés en béton armé où en maçonnerie, ils possèdentgénéralement des baies pour les portes sauf s’il s’agit de murs de refend séparant deux logements.

- le mur de fondations : qui s'élève directement depuis la fondation, partie généralement enterrée,

- le mur enterré : qui clôt des pièces enterrées : cave, sous-sol …- le mur de remplissage : qui ne supporte aucune charge et joue uniquement le rôle de fermeture,- le mur de clôture : mur ou muret, extérieur au bâtiment, qui délimite et cerne le terrain.

3. LES MURS EN MACONNERIES3.1. DéfinitionUn mur en maçonneries est une structure verticale composée par l’assemblage d’éléments de petitesdimensions, montés en lits horizontaux et à joints croisés, liés entre eux par joint de mortier, parcollage ou par emboîtement.La cohésion du mur est obtenue par l’imbrication des différentes pièces qui le constituent, ce quinécessite un décalage des joints d’une assise sur l’autre.Ces éléments de petites dimensions peuvent être :

- de la pierre comme moellons de granit, basalte, grès, calcaire,....- des blocs de béton courant ou cellulaire,- des briques en terre cuite.

3.2. Matériaux utilises pour les parois verticalesPour une construction individuelle ou un petit immeuble collectif (pas plus de 3 ou 4 étages), lesparois porteuses sont le plus souvent réalisées en maçonneries traditionnelles de petits élémentsassemblés sur le chantier à joints de mortier. Les produits utilisés sont :

- les briques creuses ou pleines en terre cuite,- les blocs creux ou pleins en béton de granulats courants ou légers,- les blocs de béton cellulaire assemblés au mortier ou à joints minces de colle,- les moellons d’usage courant ou en pierre de taille, maintenant plus souvent utilisés pour des

parements que pour des parties porteuses.



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En habitat collectif, les parois porteuses sont la plupart du temps réalisées en béton banché, c’est àdire coulées à leur emplacement définitif entre deux banches sur le chantier, mais aussi en panneauxpréfabriqués en béton armé assemblés sur place.

Les parois non porteuses comme les cloisons et les murs de remplissage peuvent être :- des blocs creux ou pleins en béton ou en terre cuite,- des carreaux de plâtre à parements lisses,- des plaques de parement en plâtre à faces cartonnées.

Dans la suite, nous ne nous intéresserons pas à la pierre car son utilisation est de plus en plusabandonnée à cause de son coût.

3.3. Différents types de blocs et de briques1. Les blocs de bétonLe bloc de béton est le produit le plus utilisé pour la construction des murs de maçonnerie. Les blocsde béton sont généralement parallélépipédiques et de dimensions qui les rendent manu-portableslors de leur mise en œuvre. Ils sont produits industriellement en béton non armé afin d’être montéssur chantier à joints de mortier (joints épais de mortier traditionnel) ou par collage (joints minces demortier-colle) ou par emboîtement.

Les blocs les plus couramment utilisés sont estampillés de la marque NF propre à la France, quigarantit la fourniture de matériaux de qualité aux caractéristiques bien définies et identiques. Cettemarque impose la mise en place d’un système de contrôle par le fabricant.

a- les trois sortes de matériaux de blocs de béton couramment utilisés :Il existe trois matériaux pouvant constituer ces blocs de béton :

- les blocs de béton en granulats courants,- les blocs de béton en granulats légers,- et les blocs de béton cellulaire autoclavé.

b- blocs de béton CellulaireLes blocs de béton cellulaire autoclave, encore appelés thermo pierre, ont une masse volumiquetrès peu élevée, environ 500 kg/m3, et offrent une résistance mécanique relativement faible. Ils nepeuvent donc pas recevoir de charges importantes.

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



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

- les blocs pleins sans alvéoles, - les blocs perforés, - les blocs creux..

d- blocs à isolation intégréeLes blocs-coffrages isolants de béton avec polystyrène à l’extérieur ou à l’intérieur ou les deuxassurent une isolation thermique par l'extérieur ou par l'intérieur ou simultanée (voir photos ci-dessous). Le montage s'effectue à sec par emboîtements horizontaux et verticaux. Ces blocs sontutilisés dans les bâtiments industriels et agricoles, publics et sportifs, et les habitats individuels etcollectifs.

e- blocs à bancherDestinés à être utilisés lorsque les murs sont soumis à des efforts importants, les blocs à bancherservent de coffrage perdu au béton coulé en place et remplacent les banches. Ils sont utilisés dans laréalisation de murs porteurs extérieurs et intérieurs enduits, de soubassement, de descentes degarages, de réservoirs, de silos et de sous-sol enterré. Avant le coulage du béton, des armaturesverticales et horizontales devront être placées à l’intérieur des blocs.

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



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cloisons et les doublages. Il existe comme pour les blocs de béton, des blocs accessoires pour leslinteaux, les chaînages verticaux, les abouts de planchers…On distingue les catégories suivantes :

Il existe deux sortes de briques creuses :- les briques montées à joints de mortier horizontaux continus, notées C,

- les briques dites à rupture de joint, montées à joints de mortier horizontaux discontinus, notées RJ,destinées à améliorer les caractéristiques thermiques du mur. La mise en œuvre respectant ladiscontinuité du joint de pose horizontal reste difficile à maîtriser.

1 : brique à rupture de joint (RJ)2 : brique plâtrière utilisée pour les cloisons ou lesdoublages3 : brique utilisée en façade ou en refend, en remplissageou en porteur, selon l’épaisseur4 : brique creuse à pouvoir isolant élevé

g- briques pleines ou perforéesLes briques pleines ou perforées verticalement sont montées à joints de mortier épais. Employéspour l’habitation, elles sont généralement enduites ou protégées extérieurement afin d’améliorerdes caractéristiques thermiques, acoustiques, de résistance au feu ou pour rattraper des irrégularitésde surface.On distingue plusieurs modèles :

- brique pleine de format le plus courant 6 cm x 11 cm x 22cm, (1)

- brique perforée de largeur inférieure à 14 cm et dont lasomme des perforations est inférieure à 50% de lasection perpendiculaire à la face de pose, (2)

- bloc perforé de terre cuite à alvéoles verticalespermettant de réaliser toute l’épaisseur brute du muravec un seul élément, et à fort pouvoir isolant (3).

3.4. Résistance - stabilité des ouvrages de maçonneries3.4.1. Principe de résistanceQuel que soit le type de maçonneries, elles ne doivent subir que des compressions.L’épaisseur des blocs à utiliser et leur classe de résistance dépendent :

- du type de maçonnerie et de ses dimensions,- et des sollicitations mécaniques (descente de charges).

Une fois le calcul de charges effectué et le type de maçonnerie choisi, on calcule la contrainte réelledans le mur que l’on compare à la contrainte admissible.



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3.4.2. Contrainte normale réelle de compressionOn admet que les contraintes dans les murs se répartissent de manière uniforme.La contrainte normale réelle de compression en partie courante d'un mur en maçonneries estcalculée en divisant la charge N

uobtenue grâce une descente des charges, par la surface horizontale

S du mur chargé par Nu.

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

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

3.5. Dispositions constructives3.5.1. Les appuis sur les mursAfin d'éviter à la maçonnerie de travailler en traction, il faut que les poutres, dalles et linteauxprennent suffisamment appui sur le mur.La longueur d'appui d'un plancher sur un mur est au minimum de 2/3 de l'épaisseur brute du mur.La longueur d'appui d'un linteau isolé sur un mur est au minimum de 20 cm.

3.5.2. Les chaînagesUn chaînage horizontal continu en béton armé doit ceinturer la construction à chaque étage pourles planchers en béton armé ou pour couronner les murs.Ils sont habillés d’une planelle du côté extérieur dans le cas de planchers ou sont moulés dans desblocs en forme de U comme pour les linteaux dans le cas d’un couronnement des murs sansplancher.Dans le cas d’une planelle, celle-ci doit être de préférence de même nature que la maçonnerie.Le chaînage horizontal ne doit pas être trop volumineux et les habillages isolants sont interdits.



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3.6. Choix d'un mur de façade : (DTU 20.1 et 23.1)Indépendamment de leurs caractéristiques mécaniques, les murs de façade sont définis par larésistance qu’ils offrent à la pénétration de la pluie combinée avec le vent pendant des durées plusou moins longues. Cette pénétration d’eau dépend de plusieurs paramètres tels que le type de mur,la situation et la hauteur de la construction et l’exposition de la façade.

3.6.1. Les 4 types de mursLes murs de Type I ne comportent aucundispositif pouvant s’opposer au cheminementde l’eau au travers du mur tel qu’unrevêtement étanche en face extérieure et unecoupure de capillarité dans son épaisseur.L’isolant, dans ce cas, peut être hydrophile,c’est à dire absorbant l’eau.

Les murs de Type II sont sansrevêtement étanche coté extérieur maiscomprennent dans leur épaisseur unecoupure continue de capillarité qui peutêtre soit des panneaux isolants nonhydrophiles comme du polystyrèneexpansé ou de la mousse depolyuréthane (Type II a), soit une lamed’air continue (Type II b).



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Les murs de Type III sont aussi sans revêtementétanche coté extérieur mais sont doublésintérieurement par une seconde paroi séparéede la première par une lame d’air continue à labase de laquelle sont prévus des dispositifs decollecte et d’évacuation vers l’extérieur des eauxd’infiltration éventuelles.

Les murs de Type IV sont étanches à l’eau grâce à unrevêtement étanche dérivé des techniques de couverture situéà l’extérieur de la paroi.La conception des murs de Type I, II a, II b et III est fondée surle principe qu’une certaine quantité d’eau, plus ou moinsimportante peut au bout d’un temps plus ou moins longtraverser la maçonnerie et qu’il faut l’arrêter et la rejeter avantqu’elle n’atteigne le parement interne. Au contraire, dans lemur de Type IV, l’eau ne peut pénétrer dans le mur protégéextérieurement par un revêtement étanche.

4. LES PAROIS ENTERREES (Voiles périphériques)4.1. DéfinitionLes parois enterrées sont construites directement sur les fondations ou les longrines et sont situéessous le niveau du sol fini.

Elles servent à délimiter :- le terre-plein sur lequel prend appui la dalle,- le vide-sanitaire sous le plancher bas,- les locaux du sous-sol.

Elles se situent sous tous les porteurs verticaux (façades et refends) et sont donc complètement oupartiellement enterrées.On les appelle aussi murs de soubassement.



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4.2. Fonctionsa- fonction mécaniqueLes parois enterrées doivent évidemment supporter les charges provenant des porteurs verticauxqu’elles reprennent et du plancher bas s’il est solidaire, mais aussi la poussée des terres puisqu’ellessont enterrées.

b- fonction isolation thermiqueLes parois enterrées doivent être isolées thermiquement si le local enterré est chauffé donc habité.Dans le cas contraire il n’est pas nécessaire d’isoler.

c- fonction étanchéitéLes parois enterrées doivent s’opposer aux pénétrations d’eau :

- par infiltration à travers la paroi, ce qui donne des traces d’humidité à l’intérieur,- par remontées capillaires qui donnent des traces d’humidité et des condensations à l’intérieur

du mur,- par infiltration au niveau des fondations, ce qui entraînerait une diminution de la capacité

portante du sol.



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4.3. Solutionsa- fonction mécaniquePour reprendre les charges, les parois enterrées doivent être :

- soit en béton armé d’épaisseur minimale 16 cm,- soit en maçonneries de blocs de béton creux ou pleins, d’épaisseur 20 cm pour les murs

périphériques et d’épaisseur 15 cm pour les refends,- soit en maçonneries de briques perforées, les autres types de briques étant proscrits.

On remarque sur le schéma, les poteaux en béton armé incorporés aux angles et dans la longueurdes murs périphériques et de refend.

b- fonction isolation thermiqueContre les déperditions thermiques, on place un isolant thermique verticalement à l’intérieur. Vousverrez les isolants dans le chapitre ISOLATION étudié en terminale.

c- fonction étanchéitéLes solutions dépendront :

- de l’origine des venues d’eau (nappe phréatique ou eaux de ruissellement),- de l’abondance de ces venues d’eau (région, topographie du lieu comme terrain en butte ou en

creux, pente du terrain),

- de la perméabilité du sol (les sables et graviers sont des sols perméables, les argiles et leslimons sont des sols peu perméables).

On distingue trois catégories de murs :Catégorie 1 : murs des locaux habitables en sous-sol où aucune trace d’humidité n’est admise.Catégorie 2 : murs de chaufferie, garages ou certaines caves, où des infiltrations limitées peuventêtre tolérées.



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Catégorie 3 : murs de vide-sanitaire ou de terre-plein qui n’ont pas de fonction étanchéité et quin’ont qu’une fonction porteuse.

d- contre les infiltrations à travers les paroisLes solutions contre les infiltrations à travers les parois sont de prévoir à l’extérieur de la paroi, unrevêtement étanche. Pour cela,

- on peut appliquer un enduit au mortier de ciment hydrofuge avec peinture bitumineuseappliqué en une ou deux couches (exemple : enduit Sika). Cette solution est utilisée pour lesmurs de catégorie 2.

- On peut aussi mettre en place un revêtement étanche (exemple : Delta MS) ou un complexe dedrainage vertical rapporté. Cette solution est utilisée pour les murs de catégorie 1.

e- contre les remontées capillairesDans le cas des murs en béton armé, on ajoute au béton lors de sa confection, un adjuvant qui est unhydrofuge.Dans le cas des murs en maçonneries, on réalise une coupure de capillarité. Pour cela, les solutionssont :

- soit une bande de bitume armé placée en sandwich entre deux couches de mortier, parexemple FONDABAND comme le montre le dessin ci-contre

- soit une feuille de polyéthylène placée aussi en sandwich entre deux couches de mortier,- soit une chape de mortier de ciment richement dosé en sable et avec hydrofuge,- soit une membrane d’étanchéité élastomère adhésive.

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



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

f- contre les infiltrations au droit des fondations :On place en général un drain tout autour du bâtiment pour collecter et évacuer les eaux pluviales etde ruissellement.Ce drain peut être en :

- béton poreux ou perforé,- en terre cuite,- en PVC perforé, (cas très souvent utilisé)

Il doit avoir une pente de 1 cm par mètre tout en descendant vers le collecteur. Suivant la pente duterrain (DTU 20 – 1), le drainage ceinture totalement ou partiellement le bâtiment.

g- contre la nappe phréatiqueDans le cas où les parois enterrées sont baignées souvent dans la nappe phréatique, il faut prévoir uncuvelage, c’est à dire une enveloppe étanche tout autour des parties enterrées de l’ouvrage.

h- exemple de mise en œuvre d’une étanchéité de paroi enterrée :Utilisation du SOMDRAIN



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4.4. Voile périphérique d’après RPA99/v2003Les ossatures au dessous du niveau de base, formées de poteaux courts (par exemple les videssanitaires) doivent comporter un voile périphérique continu entre le niveau des fondations (semelles,radier...) et le niveau de base.

Toutefois, en zone I, cette prescription est facultative pour les maisons individuelles et bâtimentsassimilés ou pour toute autre construction de hauteur inférieure ou égale à 10m au dessus du niveaumoyen du sol.

Dans le cas de blocs séparés par des joints de rupture, le voile périphérique doit ceinturer chaquebloc.Ce voile doit avoir les caractéristiques minimales ci-dessous :- épaisseur 15cm ;- les armatures sont constituées de deux nappesLe pourcentage minimum des armatures est de 0,10% dans les deux sens (horizontal et vertical)Les ouvertures dans ce voile ne doivent pas réduire sa rigidité d'une manière importante.Dans le cas des dallages sur terre plein, on pourra se dispenser du voile périphérique à condition dedimensionner les poteaux suivant les prescriptions prévues pour les poteaux d'élancementgéométrique inférieur à 5 dans le paragraphe 7.4.2.2.



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5. LES VOILES EN BETON ARME5.1. Définition du voileLes voiles ou murs de contreventement sont définis comme des éléments verticaux à deuxdimensions dont la raideur hors plan est négligeable. Dans leur plan, ils présentent généralementune grande résistance et une grande rigidité vis-à-vis des forces horizontales. Par contre, dans ladirection perpendiculaire à leur plan, ils offrent très peu de résistance vis-à-vis des forceshorizontales et ils doivent être contreventés par d’autres murs ou par des portiques [2].

5.2. Classification des types de voiles-Voile pleine où -voile sans raidisseur (Figure 1a)-voile avec raidisseur (Figure 1b)-Voile avec une seule file d'ouverture (Figure 1c)-Voile avec plusieurs files d'ouvertures (Figure 1d)

a-Voile sans raidisseurs b-voile avec raidisseur

c- Voile avec une seule file d'ouverture d-Voile avec plusieurs files d'ouverture

Figure 1 : Différent type des voiles [3]

5.3. Classification des structures avec voilesVue la grande variété des constructions à voiles de contreventements, on peut fournir uneclassification pratique de ces constructions. A cet égard, trois grandes catégories peuvent êtrerencontrées:1) structures « mixtes » avec des murs porteurs associés à des portiques (Figure 2),2) structures à noyau central (Figure 3),3) structures uniquement à murs porteurs (Figure 4).

le type des voiles illustré dans la Figure 2, le rôle porteur vis-à-vis des charges verticales est assurépar les poteaux et les poutres, tandis que les voiles assurent la résistance aux forces horizontales.

Dans la figure 3, un noyau central formé de deux murs couplés à chaque étage par des poutresassure majoritairement la résistance aux forces horizontales. Une certaine résistance supplémentairepeut être apportée par les portiques extérieurs, comme le montre la Figure 3

Dans la figure 4, les voiles assurent en même temps le rôle porteur vis-à-vis des charges Verticales et



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le rôle de résistance aux forces horizontales.

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

Figure 3 : Structure a noyau central

Figure 4 : Structure uniquement a murs porteurs

5.3. Rôles des voiles de contreventement



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L’utilisation des voiles en béton armé pour la construction des structures dans les zones sismiquesest exigée obligatoirement par le code parasismique Algérien RPA99/V2003 [5]. La raison est que lesvoiles, outre leur rôle porteur vis-à-vis des charges verticales, sont très efficaces pour assurer larésistance aux forces horizontales. Reprenant la plus grande partie de l’effort sismique, ilsconditionnent le comportement des structures et jouent un rôle primordial pour la sécurité. Parrapport à d’autres éléments de structures, les voiles jouent d’outres rôle à savoir [6] :1-Augmente la rigidité de l’ouvrage ;2- Diminue l’influence des phénomènes du second ordre et éloigne la possibilité d’instabilité ;3- Diminue les dégâts des éléments non-porteurs dont le coût de réparation est souvent plus grandque celui des éléments porteurs ;4- Apaise les conséquences psychologiques sur les habitants de haut bâtiment dont les déplacementshorizontaux sont importants lors des séismes.5- Rend le comportement de la structure plus fiable que celui d’une structure ne comportant que desportiques.

5.4. CARACTERISTIQUES GEOMETRIQUE ET MECANIQUES DES VOILES5.4.1. Caractéristiques géométriqueLe modèle le plus simple d’un voile est celui d’une console parfaitement encastrée à sa base,(Figure 5).

Figure 5 : Voile pleineLes principaux paramètres influençant le comportement des voiles en béton armé sont l’élancement(rapport hauteur H sur la largeur du voile L), les armatures (pourcentages et dispositions) et lacontrainte normale moyenne. Il y a lieu de distinguer les voiles élancés (élancement H / L supérieur à2 environ) et les voiles courts (Élancement H / L inférieur à 2) [4].

NuMu



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- Dimension d’après RPA99/V2003D’après RPA99/V2003 [5], les dimensions minimales des voiles doivent satisfaites les conditionssuivantes :

L≥ 4a.a ≥ 15 cm

où L étant la longueur du voile (Figure 6) et a est l’épaisseur du voile.Dans le cas contraire, ces éléments sont considérés comme des éléments linéaires où poteaux.

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

a ≥ h21 a ≥ h25

a ≥ h22Figure 7 : Coupes de voiles en plan [5]

ahe

L≥4a.4a

L

Figure 6 : Coupe de voile en élévation [5]

aa

≥2a

≥3a ≥2a

a ≥3a



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

Figure 8 : Prise en compte des murs retour [5]

- Dimension d’après l’Eurocode 8D’après l’Eurocode 8[4], l’épaisseur bwo (a dans RPA99/2003) de l’âme doit respecter la conditiondonnée par l’expression suivante :

bwo ≥ max {0.15, hs/20} (m) (1)

Où hs est la hauteur libre d’étage, en mètres.D’autres exigences complémentaires s’appliquent pour l’épaisseur des éléments de rive raidis (Figure9). Il n’est pas nécessaire de prévoir d’élément de rive confiné dans les membrures de mur ayant uneépaisseur bf ≥ hs/15 et une largeur lf ≥ hs/5, où hs étant la hauteur libre d’étage (Figure 9).

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

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

acc c

c0c0

L0

c

c ≤ min (8a ; L0/2;c0)



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

5.4.2. Longueur de flambement

-Voile non raidis latéralementLa longueur de flambement Lf en fonction de la hauteur libre L du voile entre nus de plancher

1. lf = 0,8l voile encastré en tète et en pied avec un plancher de part et d’outre.2. lf = 0,85l voile encastré d’un seul coté.3. lf = l voile articulé en tète et en pied.

-Voile raidis latéralement

Raidisseur auxextrémités du voile

Longeur de

flambement lf

(valeur de lf calculéeprécédemment)

Si ≤ 2,5 = , (2)

Si > 2,5 = (3)

Si ≤ = (4)

Si > = (5)

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



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

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

NV

Chapitre 2 : LES FONDATIONS


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CHAPITRE 2 : FONDATIONS

Plan du chapitre1. ROLES DES FONDATIONS2. FONCTIONNEMENT DES FONDATIONS3. TYPES DE FONDATIONS4. FONDATIONS SUPERFICIELLES (isolés et continues)5. RADIERS6. FONDATIONS PROFONDES7. PATHOLOGIE DES FONDATIONS

Références :(http://mescoursdegeniecivil.wifeo.com/documents/Ptech3.pdf)http://www.cours-genie-civil.com/IMG/pdf/cours_fondations-superficielles1_procedes-generaux-de-construction.pdfhttp://www.cours-genie-civil.com/IMG/pdf/cours_fondations-profondes1_procedes-generaux-de-construction-2.pdfhttp://www.cours-genie-civil.com/IMG/pdf/Murs_rideaux_procedes-generaux-de-construction.pdfhttp://www.cours-genie-civil.com/IMG/pdf/cours_fondations-profondes3_procedes-generaux-de-construction.pdfhttp://www.cours-genie-civil.com/IMG/pdf/cours_fondations-superficielles-radiers_procedes-generaux-de-construction.pdfhttp://www.cours-genie-civil.com/IMG/pdf/Expose-etudiants_Planchers_Dallages_procedes-generaux-de-construction.pdf



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1. ROLES DES FONDATIONSI - 1 DéfinitionUn ouvrage quelle que soient sa forme et sa destination, prend toujours appui sur un sol d’assise. Leséléments qui jouent le rôle d’interface entre l’ouvrage et le sol s’appellent fondations. Ainsi,quelque soit le matériau utilisé, sous chaque porteur vertical, mur, voile ou poteau, il existe unefondation.

I – 2 Rôle principalLa structure porteuse d’un ouvrage (voir cours de mécanique chapitre 4) supporte différentescharges telles que :

- des charges verticales :• comme les charges permanentes telles que le poids des éléments porteurs, le poids

des éléments non porteurs,• comme les charges variables telles que le poids des meubles, le poids des personnes…,

le poids de la neige,

- des charges horizontales (ou obliques) :• comme des charges permanentes telles que la poussée des terres,• comme les charges variables telles que la poussée de l’eau ou du vent.

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



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Il ne s’agit pas de calculer la charge globale que reprend l’ouvrage mais la charge reprise par chaquefondation. En effet chaque fondation ne reçoit pas la même charge. Cela dépend des élémentsporteurs repris. La charge reprise par une fondation se calcule au moyen d’une descente de charges.Le rôle principal d’une fondation est donc d’assurer la transmission des charges appliquées surl’ouvrage au sol.

Les critères influant le choix d’une fondation sont donc :- La qualité du sol.- Les charges amenées par la construction.- Le coût d’exécution.

I - 3 Rôles secondaires1°) La fondation doit résister elle-même aux charges et doit être calculée en conséquence.2°) L'ensemble ouvrage – fondation - sol doit être en équilibre stable. Il ne doit pas y avoir possibilitéde mouvement.

- pas de glissement horizontal : L’adhérence sol – fondation doit empêcher les forceshorizontales (poussées du vent, des terres…) de pousser l’ouvrage horizontalement.

- pas de basculement : Les charges horizontales ont tendance à faire basculer l’ouvrage car ellescréent un moment. Les forces verticales (poids) doivent les contrebalancer.

- pas de déplacement vertical : Le sol doit être suffisamment résistant pour éviter l’enfoncementdu bâtiment de manière uniforme ou dissymétrique (tassements différentiels entre deuxparties solidaires de l'ouvrage) et le bâtiment doit être suffisamment lourd pour éviter lessoulèvements dus à l'action de l'eau contenue dans le sol (poussée d'Archimède).



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

2. FONCTIONNEMENT DES FONDATIONSUn mur ou un poteau supporte une partie des charges de l’ouvrage et compte-tenu de ses faiblesdimensions, risquent de poinçonner le sol. C’est pour cela que sous un mur et un poteau, on placeune fondation qui permet de répartir la même charge mais sur une surface horizontale plusimportante et donc de diminuer la pression exercée sur le sol, c’est à dire de diminuer la forceexercée sur le sol par unité de surface.

Il faudra toujours s’assurer que la pression exercée par la fondation sur le sol est inférieure à lapression que peut supporter le sol. La pression que peut supporter le sol a été déterminée grâce auxessais de reconnaissance de sol (voir chapitre 2 de technologie).

La FONCTION d’une FONDATION est de TRANSMETTRE au SOL les CHARGES qui résultent desACTIONS appliquées sur la STRUCTURE qu’elle supporte.Cela suppose donc que le concepteur connaisse:- la capacité portante de la semelle de fondation. Le sol ne doit pas rompre, ni tasser de façoninconsidérée sous la semelle.- les actions amenées par la structure au niveau du sol de fondation. La semelle doit résister auxactions auxquelles elle est soumise.

Cette pression s’appelle contrainte et est notée σ.

σ = F/S (Son unité est le MPa = MN/m2)

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

3. TYPES DE FONDATIONSIII – 1 Types de fondations :Les deux types de fondations sont :

- les fondations superficielles,- les fondations profondes et spéciales.

Les fondations sont dites superficielles si une des deux conditions suivantes est respectée :H/L < 6 ou H < 3 mAvec H : profondeur de la fondation et L : largeur de la fondation.



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III – 2 Choix des fondationsLe choix du type de fondation dépend :

- du type d'ouvrage à fonder, donc des charges appliquées à la fondation (charges différentespour une maison individuelle et pour une tour),

- de la résistance du sol. Il est important de faire une bonne reconnaissance des sols.. Si la couche superficielle est suffisamment résistante, il sera quand même nécessaire de faire unereconnaissance de sol sous le niveau de la fondation sur une profondeur de deux fois la largeur de lafondation et s'assurer que les couches du dessous sont assez résistantes.. Si la couche superficielle n'est pas assez résistante, une reconnaissance des sols devra être faite surune profondeur plus importante. On choisira toujours la fondation la plus économique.

4. LES FONDATIONS SUPERFICIELLES4.1. INTRODUCTIONLes fondations superficielles sont mises en œuvre lorsque la construction peut prendre appui sur unecouche de résistance acceptable à faible profondeur par rapport au niveau le plus bas de laconstruction et non du terrain naturel.Les fondations superficielles sont de trois types :Semelle isolée, placée sous un poteau,

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semelle filante, placée sous un mur ou plusieurs poteaux rapprochés



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4.2. Les semelles isolées4.1.1. Définitions - TerminologieUne fondation superficielle est définie par des caractéristiques géométriques.

Figure : Coupe verticale sur semelle superficielle

- L: longueur de la semelle ou plus grand côté dune semelle.- B : largeur de la semelle ou plus petit côté de la semelle.- semelle circulaire B = 2 R- semelle carrée B = L- semelle rectangulaire B < L < 5R- semelle continue ou filante :... L > 5B- D : hauteur d’encastrement de la semelle. Hauteur minimum au dessus du niveau de la fondation. Siun dallage ou une chaussée surmonte la fondation ceux-ci sont pris en considération dans la hauteurd’encastrement.- h : ancrage de la semelle. Il correspond à la hauteur de pénétration de la semelle dans la coucheporteuse

Elle est aussi définie par le rapport B/D. Au delà d’un rapport de 1/6, nous sommes dans le domainedes fondations profondes.

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

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

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



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La valeur de q est identifiée par une campagne de reconnaissance de sol (essais en laboratoire et/ouessais in situ).4.1.2. Dimensions des semelles isoléesLes semelles isolées sont les fondations des poteaux. Leurs dimensions de surface sonthomothétiques à celles du poteau que la fondation supporte :

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

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



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4.3. Formes de semelles isolées



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DISPOSITIONS CONSTRUCTIVES



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



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4.3. Les semelles filantes

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



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5- Reprise en sous-œuvre.Dans le cas de mitoyenneté avec un bâtiment existant, les charges reportées d’une construction àl’autre peuvent être dommageables. Les fondations ne doivent pas se gêner mutuellement.

1 - Les fondations d’un bâtiment en construction doivent descendre au niveau de celles du bâtimentvoisin existant.2- Les fondations du bâtiment voisin doivent être descendues au niveau du bâtiment enconstruction. On parle alors de



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6- Représentation graphique - Les fondations superficielles

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



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

SEMELLE CONTINUE

CAS DE LA SEMELLE FLEXIBLE



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CAS DE LA SEMELLE RIGIDE



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5. RADIERS5.1. GÉNÉRALITÉSUn radier est une dalle plane (Figure ), éventuellement nervurée (Figure ), constituant l'ensembledes fondations d'un bâtiment. Il s'étend sur toute la surface de l'ouvrage. Elle comporte parfois desdébords (consoles extérieures)

Comme toute fondation, elle transmet les charges du bâtiment, sur l’ensemble de sa surface, au sol.Avantages de la semelle unique :- diminution des risques de tassement- très bonne liaison donc rigidité de la base du bâtiment

Ce mode de fondation est utilisé dans deux cas :– lorsque la capacité portante du sol est faible : le radier est alors conçu pour jouer un rôlerépartisseur de charges. Son étude doit toujours s'accompagner d'une vérification du tassementgénéral de la construction ;– lorsque le sous-sol d'un bâtiment est inondable : le radier joue alors le rôle d'un cuvelage étanchepouvant résister aux sous-pressions (cf. [1.6]).

Ce type d'ouvrage ne doit pas être soumis à des charges pouvant provoquer des tassementsdifférentiels trop élevés entre les différentes zones du radier.Dans le cas de couches sous-jacentes très compressibles, le concepteur doit vérifier que le point depassage de la résultante générale coïncide sensiblement avec le centre de gravité du radier.



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

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

2- MODE DE FONCTIONNEMENT2.1 Actions mécaniques agissant sur le radier- Les actions descendantes (poids propre, poids de la superstructure et actions extérieures)transmises par les murs et poteaux- Les actions ascendantes du sol réparties sous toute sa surface

Hypothèse :La répartition des pressions sur le sol est uniforme.Cela nécessite un radier de grande rigidité (forte épaisseur de béton - forte densité d'armatures) et sipossible des poteaux également distants et également chargés

Principes Généraux de Construction

Mais généralement les poteaux sont inégalement chargés, on admet la simplification ci dessous :

Les actions sur le radier engendrent la déformée suivante :



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Le radier se comporte comme un plancher renversé

2.3- ConséquencesIl est nécessaire de renforcer le radier au droit des appuis des murs et des poteauxLe béton résistant mal à la traction, on placera des armatures dans les zones tendues : en partiehaute en travée et en partie inférieure au droit des murs et des poteauxPrincipe d'armature :

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

Charges linéaires transmises par un mur

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



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

Contraintes inégales imposées au sol et tassements inégaux

Vue en plan des bâtiments

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

4- DIFFERENTS TYPES DE RADIERStous les radiers sont mis en place sur un béton de propreté ou un lit de sable4.1- Radier plat d'épaisseur constanteconvient aux charges assez faibles et aux bâtiments de petite emprise



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

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



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La dalle du radier peut être située

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

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



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

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

Avantage :- surface supérieure de la dalle directement utilisable

4.3- radier champignonDans le cas d'une construction ossature on peut traiter le radier selon le principe des plancherschampignons ; il ne comporte pas de nervure, ce qui permet d'avoir une surface plate et dégagéepour de grandes portées.

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

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

4.4- radier voûté



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

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

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

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



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5- ARMATURES :



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5.1- armature d'un radier plat avec console

5.2- radier nervuréSolution rationnelle

Solution moins rationnelle : E > e

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

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



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

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

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

avec l entre axes des poteaux perpendiculairement aux nervures (fig. 3.55).

De plus l'épaisseur de la dalle doit être telle que la vérification à l'effort tranchant soit assurée sansqu'on ait besoin d'armatures d'effort tranchant.

a) Cas d'un mauvais terrain.On considère que le radier fonctionne soit en plancher nervuré renversé soit en plancher-dallerenversé.

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



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6. FONDATIONS PROFONDES, PAROIS DE SOUTENEMENT

01 DEFINITON — TERMINOLOGIEUne fondation profonde est caractérisée par la manière dont le sol est sollicité pour résister auxcharges appliquées.- résistance en pointe- par frottement latéral- résistance de pointe et frottement latéral (cas courant)Ses dimensions sont définies par:- D : Longueur de fondation enterrée dans le sol- B : largeur de la fondation ou diamètreAu-delà de D/B > 6, et D > 3, nous sommes dans le domaine des fondations profondes.

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

6.2 PRINCIPES DE FONCTIONNEMENT6.2.1 Cas d’un pieu isoléUn pieu transmet au sol les charges qu’il supporte:- par l’appui de sa base sur le sol résistant (effort de pointe noté Q)- par le frottement latéral entre le sol et le pieu (effort de frottement latéral noté Q)

L’effort de pointe est proportionnel à:- section de la base du pieu- à la résistance du substratum

L’effort de frottement latéral est proportionnel à:- la surface de contact entre le pieu et le sol- au coefficient de frottement pieu-sol (rugosité du pieu, pression latérale, coefficient de frottementinterne du sol)

Le frottement latéral du pieu n’est mobilisable que s’il y a déplacement relatif entre le pieu et le sol.

Si le pieu a tendance à s’enfoncer dans un sol stable, le frottement sol-pieu génère un effort verticalascendant (frottement positif).Si au contraire, le pieu étant immobile, le sol à tendance à tasser, le frottement sol-pieu est négatif.Cela à pour conséquence de surcharger le pieu. Pour remédier à ce problème (couchescompressibles, remblais récents non stabilisés), on chemisera le pieu par un tubage afin de diminuerl’effet du frottement négatif.



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Attention, si le pieu travaille à l’arrachement, Q = O. Il est admis que le frottement latéral mobilisableest identique selon que le pieu travaille en compression ou en traction.

6.2.2 Cas de groupes de pieux

D’une part, lorsque les pieux sont suffisamment rapprochés, il ne suffit pas de vérifier la résistanced’un pieu isolé. En effet, il arrive que la charge limite d’un groupe de pieux Qgu soit inférieure à lasomme des charges limites de chaque pieu isolé Qui.Le coefficient d’efficacité du groupe de pieu se définit comme suit:

la zone compressible n’est pas influencée par lepieu

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



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

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

La charge limite du pieu Qu est obtenue en additionnant la charge limite de pointe Qpu quicorrespond au poinçonnement du sol sous la base du pieu et la charge limite Qsu mobilisable par lefrottement latéral entre le sol et le pieu.

La charge limite de pointe est donnée par :

La charge limite de frottement est donnée par:

Avec:- pp: coefficient réducteur de section de l’effort de pointe- Ps: coefficient réducteur de section de l’effort de frottement latéral- A: aire de la section droite- P: périmètre de la section du pieu- qpu: résistance limite de pointe- qj : frottement latéral unitaire limite dans couche i- e : épaisseur de la couche i- h : hauteur d’ancrage

Nota : La détermination de A et de P ne pose pas de problème particulier pour les pieux à sectionpleine ou pour les pieux tubulaires fermés. Pour les autres sections, on se référera au tableau ci-dessous



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Définition de A et P pour les pieux tubulaire ouverts, les palplanches et profilés H

Les valeurs de pp et ps sont données dans le tableau ci-contre.

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



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6.5 CLASSIFICATION DES FONDATIONS PROFONDESComme nous venons de le voir la charge limite d’un pieu est fonction de son mode d’exécution.On distingue 3 grandes classes de fondations profondes:• Les pieux mis en place par refoulement du solIls concernent les pieux battus (catégories 1 et 2) et les pieux foncés (catégorie 5). Leur mise en placese fait par vérinage battage ou vibro-fonçage. Ils repoussent le sol et le compriment; ce qui génère unbon frottement latéral.• Les pieux mis en place sans refoulement du solIls concernent les pieux forés et les puits (catégories 3 et 4). Leur mise en place se fait parsubstitution. Ce qui à pour effet de remanier le sol et de le décomprimer. Le frottement latéral estdonc diminué, sauf pour certains types de mise en oeuvre (pieux exécutés à la tarière creuse, ouvissés moulés)• Les fondations injectéesElles concernent les parois moulées, les barrettes. D’autres types de fondations existent ,mais ilssont plutôt classés comme renforcement de sol:• les colonnes de Col-mix (mélange de sol en place et de liant à l’aide de deux tarières creuses)• les colonnes de jet-grouting (forage puis injection de liant haute pression en remontant)• les colonnes ballastées (fonçage d’un vibreur puis injection à l’air comprimé de ballast (40/80 mm)en remontant)• les picots de sable (fonçage d’un tube de petit diamètre, puis introduction de sable vibrocompacté• les plots pilonnés (excavation à la pelle mécanique, puis introduction de matériaux granulairessains subissant un pilonnage intensif)

6.5.1 Différentes catégories de pieuxLes documents réglementaires classent les pieux selon es catégories ci-dessous:1 - Pieux façonnés à l’avance• battu préfabriqué• métal battu• tubulaire précontraint• battu enrobé• battu ou vibrofoncé, injecté haute pression2 - Pieux à tube battu exécuté en place• battu pilonné• battu moulé

3 - Pieux forés• foré simple• foré tubé



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• foré boue• tarière creuse (type 1 à type3 selon la technologie utilisée)• vissé moulé• injecté haute pression4 — Puits5 - Pieux foncés• béton foncé• métal foncé6 - Micro-pieux de diamètre inférieur à 250 mm• type I• type Il• type III• type IVFondations profondes, parois de soutènement, amélioration des sols



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7 – PATHOLOGIE DES FONDATIONSEn général, les désordres dus à des problèmes de fondation entraînent des frais importants. Ils sonttrès variés et d’origines diverses. Leurs effets peuvent aller de la fissuration de la structure dubâtiment jusqu’à sa mise en péril, c’est à dire son abandon pur et simple, la construction devenantimpropre à sa destination initiale.Les désordres peuvent être dus à :

- une reconnaissance de sol incomplète et donc souvent un sol mal adapté :• profondeur insuffisante des sondages,• présence de cavités non détectées,• nappe d’eau insoupçonnée,• agressivité de l’eau,• point dur sous un radier,• terrain d’assise non homogène ou peu résistant et très compressible,• sol compressible d’épaisseur variable sous radier,• sols différents sous un même bâtiment,

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



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- une mauvaise exécution :• fondation non mise hors gel car profondeur trop faible,• ferraillage de la fondation mal positionné,• bétonnage des pieux mal surveillé,• oubli du drainage,• présence de terre dans le béton des fondations,

- une cause extérieure :• vibrations importantes lors du battage des

pieux d’une construction voisine,• pieux pouvant être endommagés par les

charges apportées par une fondationsuperficielle à proximité,

- une modification des conditions existantes :reprises en sous-œuvre mal exécutées.

Il en résulte un tassement plus ou moins uniforme de laconstruction, des tassements différentiels occasionnantdes désordres dans la structure et dans le second œuvreou des désordres dans les constructions existantesvoisines.

Chapitre 3 : LES CONTREVENTEMENTS


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CHAPITRE 3 : LES CONTREVENTEMENTS

3.1. DEFINITION

En génie civil, un contreventement est un système statique destiné à assurer la stabilité globale d'unouvrage vis-à-vis des effets horizontaux issus des éventuelles actions sur celui-ci (par exemple : vent,séisme, choc, freinage, etc.). Il sert également à stabiliser localement certaines parties de l'ouvrage(poutres, poteaux) relativement aux phénomènes d'instabilité (flambage ou déversement).

Afin d'assurer la stabilité globale d'un bâtiment, il est nécessaire que celui-ci soit contreventé selonau moins 3 plans verticaux non colinéaires et un plan horizontal ; on distingue donc lescontreventements verticaux (destinés à transmettre les efforts horizontaux dans les fondations) descontreventements horizontaux (destinés à s'opposer aux effets de torsion dus à ces efforts).

Un contreventement peut être réalisé par des voiles (contreventements verticaux) ou des plaques(contreventements horizontaux) en béton armé, en maçonnerie, en bois ou en tôle ondulée ; ou pardes treillis en bois ou en acier.

3.2. CHOIX DU CONTREVENTEMENTLe contreventement permet d'assurer une stabilité horizontale et verticale de la structure lors dessecousses qui, rappelons-le, ont des composantes dans les trois directions.Le rôle du contreventement horizontal est de transmettre les actions latérales aux élémentsverticaux appelées palées de stabilité.Pour assurer le contreventement horizontal, les planchers et toitures faisant office de diaphragmerigide ne devraient pas être affaiblis par des percements trop grands ou mal placés pouvant nuire àleur résistance et leur rigidité. Les diaphragmes flexibles devraient être évités pour combattre ledéversement des murs notamment en maçonnerie.Le contreventement vertical par palées devrait répondre à des critères spécifiques tels que :• leur nombre : au moins trois palées non parallèles et non concourantes par étage.• leur disposition : elles seront situées le plus symétriquement possible par rapport au centre de

gravité des planchers et de préférence aux angles avec une largeur suffisante.• leur distribution verticale : être régulière ; les palées seront de préférence superposées afin de

conférer aux différents niveaux, une rigidité comparable aussi bien en translation qu'en torsion.

3.3. CONTREVENTEMENT GENERAL DES BATIMENTSLe premier souci que doit avoir l’ingénieur d’études est de prévoir des dispositions assurant lastabilité générale et spécialement le contreventement d’ensemble des bâtiments. Ces dispositionsdoivent avoir pour objet non seulement d’assurer la résistance aux forces horizontales prises encompte dans les calculs, telles celles résultant de l’action du vent, mais aussi de permettreéventuellement aux bâtiments de subir sans dommages excessifs les effets de certaines sollicitationsexceptionnelles, telles que des explosions localisées. Ces problèmes se posent avec une acuitéparticulière dans les immeubles à grand nombre d’étages.

Les solutions susceptibles d’être choisies pour assurer le contreventement général des bâtimentssont évidemment liées aux contraintes qui peuvent être imposées par le parti architectural ; ellessont également dépendantes, dans une certaine mesure, du matériel dont dispose l’entreprise. Cessolutions peuvent être classées en trois grandes catégories (§ 3.1, 3.2 et 3.3).

3.3.1. Contreventement assuré par portiquesLes portiques (figure 1) doivent être conçus pour résister non seulement aux forces de pesanteur,mais également aux forces horizontales ; celle résistance implique la rigidité des nœuds. Cette



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solution conduit en général à des sections de béton et d’armatures plus importantes, et à desdispositions de ferraillage plus complexes que celles usuellement adoptées dans les structures lesplus courantes de bâtiments.À moins que l’on ne puisse prévoir, dans chaque plan de contreventement, des portiquescomportant un nombre relativement important de travées, cette solution de contreventement estonéreuse, et on ne la retient guère que lorsqu’il n’est pas possible d’en choisir une autre. Il fautcependant lui reconnaître l’avantage de ne pas créer d’obstacles à la présence d’ouvertures degrandes dimensions dans le plan des portiques.

Figure 1 – Ossature en portiques (à des travées)

Le calcul des ossatures en portiques peut être conduit suivant de nombreuses méthodes plus oumoins élaborées.

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

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



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Figure 2. Pans de contreventement triangulés

Le calcul des poutres à treillis dont les membrures sont constituées par les poteaux et quifonctionnent en console à partir du niveau des fondations ne soulève pas de difficultés particulières ;il est conduit suivant les errements habituels, en admettant des articulations aux nœuds.

3.3.2.2 Contreventement avec voile en bétonLa solution de contreventement avec voiles en béton armé est actuellement très répandue ; trèssouvent, les voiles en cause, disposés transversalement aux bâtiments de forme rectangulaireallongée, constituent également les éléments de transmission des charges verticales (§ 4), sans êtreobligatoirement renforcés par des poteaux. Ils assurent ainsi, dans des conditions économiques, à lafois la transmission des charges de pesanteur et le contreventement dans la direction transversaledes bâtiments ; cet avantage est évidemment surtout marqué pour les entreprises équipées d’unmatériel de coffrage approprié : banches et coffrages-tunnels [C 2 316].

Quant au contreventement longitudinal des mêmes bâtiments, il peut lui aussi être obtenu par desvoiles disposés dans les plans des façades et des refends longitudinaux. En général, ces voiles ne sontprévus que dans certaines travées, et, pour limiter les inconvénients résultant des variationsdimensionnelles sous l’effet du retrait et de la température, il convient de disposer les voiles decontreventement dans des travées voisines du centre des bâtiments, plutôt qu’à une extrémité, et enévitant surtout de les prévoir aux deux extrémités (figure 3).



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

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

3.3.2.3 Contreventement par remplissage en maçonnerieLa solution consistant à assurer le contreventement par des remplissages en maçonnerie derésistance suffisante est plus spécialement à retenir dans le cas de bâtiments comportant un nombrelimité d’étages. Il faut évidemment être certain que les maçonneries en cause ne sont pas appelées àdisparaître ou à être modifiées (percement ultérieur d’ouvertures). Cette condition est en généralréalisée pour certains murs de cages d’escaliers, de séparation entre logements ou entre corps debâtiment au droit des joints, ou de pignons.Il n’existe pas de méthode de calcul de caractère réglementaire permettant de déterminer lescontraintes dans les panneaux de maçonnerie sous l’action des forces horizontales appliquées auxniveaux des planchers. Quelques essais ont bien été effectués tant en France qu’à l’étranger, mais ilsont été limités à certains types d’ossatures et de remplissage [88]. On est conduit à considérer dansles panneaux des diagonales comprimées fictives, dont on se fixe la largeur par des considérations debon sens et dont on vérifie que la contrainte reste inférieure aux valeurs normalement admissiblespour les maçonneries en cause.

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



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

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

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



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3.4. Comportement et dimensionnement à la torsionDans le contexte de l’action sismique, plusieurs faits sont à l’origine de la torsion des bâtiments.D’abord l’existence d’excentricités structurales entre les centres de gravité CM et les centre derigidité CR (ou centre de torsion, voir définition en 4.2.1):- Les composantes horizontales de l'action sismique induisent dans une structure, outre la flexion etle cisaillement, de la torsion, car le centre de gravité CMi, point de passage de la force d'inertieengendrée par le tremblement de terre, n'est généralement pas confondu avec le centre de torsionCRi de cet étage. Il en résulte les moments de torsion Mt = Vy. (CMi CRi )x ou Mt = Vx. (CMi CRi )y ( voirFigure 4.1).- Dans une construction multi - étagée, les centres de masses CMi des différents étages i ne sont pasnécessairement sur une même verticale, pas plus que les centres de torsion CRi . Un niveau j dont lecentre de masse CMj serait confondu avec le centre de torsion CRj peut donc quand même êtresoumis à une torsion résultant des décalages entre CM et CR aux niveaux supérieurs.

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

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



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- Des mouvements horizontaux différentiels du sol correspondant à la propagation des ondes decisaillement en surface, qui appliquent aux constructions des rotations alternées faisant appel à leurinertie torsionnelle ; cet effet existe toujours ; il est significatif pour les constructions dont lalongueur est comparable à la longueur des ondes de cisaillement.On tient compte des phénomènes décrits en considérant 2 contributions à la torsion :- la torsion résultant de la non-coïncidence des centres de gravité CM avec les centres de torsion CR,qu’on appelle dans la suite la torsion "naturelle", cependant que la distance entre CM et CR estappelée excentricité structurale e0.- la torsion résultant des incertitudes et phénomènes additionnels divers, qu’on appelle dans la suitetorsion "accidentelle" et qui est traduite dans une excentricité accidentelle ea additionnelle àl’excentricité structurale e0.

Dans l’Eurocode 8, l’« excentricité accidentelle » additionnelle à l’excentricité naturelle vaut :eai = ±0,05Li

où eai est l’excentricité accidentelle de la masse du niveau i par rapport à sa position nominale,appliquée dans la même direction à tous les niveaux et Li est la dimension du plancherperpendiculaire à la direction de l’action sismique. Pour un séisme de direction y, les moments detorsion de calcul à considérer dans l’analyse simplifiée sontMt1 = Vi (eox + 0,05 Li) et Mt2 = Vi (eox – 0,05 Li).

De même pour un séisme de direction x.La réponse en torsion d'un bâtiment peut en pratique être calculée par deux approches :- une analyse à l'aide d'un modèle 3D de la structure, effectuée à l'aide d'un logiciel permettant deconsidérer les flexibilités de tous les éléments structuraux. La torsion naturelle est automatiquementcalculée par ce modèle, mais pas la torsion accidentelle – voir 4.4.- une analyse approchée, permettant un calcul manuel, mais qui demande diverses hypothèsessimplificatrices pour aboutir – voir 4.2.

Répartitions de la force statique équivalente qui remplace la force sismique.

Répartition verticale de la force sismique Répartition horizontale



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comportement des structures symétriques et asymétriquesBâtiment symétrique:

Bâtiment asymétrique:

Réalisation de l’équilibre:



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Cas de charge à considérer:M: centre de masseS: centre de cisaillement

Avec la méthode du spectre de réponse:emax = e + 0.05demin = e – 0.05d

Comportement et dimensionnement à la torsionHypothèses:– système élastique linéaire– dalles infiniment rigides dans leur plan (déformation en bloc)– dalles et refends infiniment souples hors de leur plan– déformations d’effort tranchant et rigidité torsionnelle négligeables

Détermination du centre de cisaillement S:Le centre de cisaillement S correspond au centre de gravite des inerties



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www.ihf.fr/pdf/...en.../05%20%20Contreventements.pdf

http://xa.yimg.com/kq/groups/23711357/1587544183/name/Shear_walls-frame_design.ppthttp://departements.univ-reunion.fr/.../STABILITE%20DES%20OUVRAGES.ppt -

CONCEPTION PARASISMIQUE DES BÂTIMENTS -PRINCIPES DE BASE

1. Concepts généraux.1.1 Concept général de stabilité des bâtiments sous action sismique1.2 Objectif global du projet d’ossature parasismique

2. Principes de conception parasismique des bâtiments2.1 Principe 1 - Simplicité2.2 Principe 2 - Continuité2.3 Principe 3 - Régularité en plan2.4 Principe 4 - Régularité en élévation2.6 Principe 6- Diaphragmes efficaces2.7 Principe 7- Des éléments structuraux verticaux surdimensionnés2.8 Principe 8- Créer les conditions d’un mécanisme plastique global2.9 Principe 9 - Choix rationnels relatifs aux masses2.10 Principe 10- Largeur des contreventements2.11 Principe 11- Largeur des fondations2.12 Principe 12- Partition en sous structures2.13 Principe 13- Fixation des éléments non structurels

3. Options de conception3.1 Dissipativité (et comportement plastique) ou sur-résistance (et comportement élastique)?3.2 Structure très hyperstatique ou peu hyperstatique?

Bibliographies:André PLUMIER, CONSTRUCTIONS EN ZONE SISMIQUE, Chapitre 5. Conceptionparasismique des bâtiments, Université de liège, Belgique, Edition 2006,(ww.ArGEnCo.ULg.ac.be.)

Hugo Bachmann, Conception parasismique des bâtiments – Principes de base àl’attention des ingénieurs, architectes, maîtres d’ouvrages et autorités, Directives del’OFEG – Richtlinien des BWG – Direttive dell’UFAEG, Berne, 2002

INTRODUCTIONLe présent cours offre un large aperçu de l’art de la conception parasismique des bâtiments. Ilexpose des principes de base à suivre pour réaliser des ouvrages aptes à résister auxtremblements de terre. Ces principes régissent essentiellement• la conception et• les dispositions constructivespour• la structure porteuse et• les éléments non porteurs

La conception et le choix des détails constructifs de la structure porteuse (murs, poteaux,dalles) et des éléments non-porteurs (cloisons intérieures, éléments de façade) jouent un rôledéterminant dans la tenue des bâtiments (comportement avant la rupture) et leur vulnérabilitéface aux séismes (sensibilité à l'endommagement). Les principes exposés dans ce courss’appliquent essentiellement aux nouvelles constructions.

Ce document s'adresse d'abord aux professionnels de la construction, tels qu'ingénieurs civilset architectes, mais il intéressera également les maîtres d'ouvrages et les autorités en charge dela construction. S'il se prête bien à l'étude personnelle, on peut également s’en servir avecprofit pour élaborer des exposés lors de séminaires et de cours de perfectionnement ou pourdispenser des cours dans les Hautes écoles.

1. CONCEPTS GENERAUX1.1 Concept général de stabilité des bâtiments sous action sismiqueTous les bâtiments constituent des «boites », dont le fonctionnement général est schématisé àla Figure 1 et dont la stabilité implique le respect des 3 conditions suivantes:

Une résistance adéquate des plans constituant la boite:• contreventements verticaux: murs, triangulations, portiques• contreventements ou diaphragmes horizontaux ou sub-horizontaux: planchers, toitures,poutres «au vent », etc...

Un choix convenable de ces plans, tel que la géométrie globale de la boite reste inchangéelors des mouvements sismiques : limitation des mouvements hors plan, gauchissement,... ;ceci demande:- un nombre convenable de plans de contreventement verticaux et horizontaux- une bonne disposition relative de ces plans.

- Des liaisons adéquates entre ces plans.

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

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

Figure 2. Comportement d’ossatures de même période T soumises à poussée progressivejusqu’au déplacement de projet SDe(T): a) projet à réponse purement élastique DCL,b) projet

modérément dissipatf DCM et c) projet très dissipatif DCH.

Ces 3 niveaux possibles de dissipativité des projets sont distingués dans l’Eurocode 8 par :

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

2. PRINCIPES DE CONCEPTION PARASISMIQUE DES BATIMENTS

2.1 Principe 1 - SimplicitéLe comportement d’une structure simple est plus facile. À comprendre et à calculer; le risqued’omettre un phénomène particulier, comme une interaction entre parties de raideurdifférentes ou un cumul d’effets différents entre ces parties est faible. La simplicitéd’ensemble concourt à la simplicité des détails.

2.2 Principe 2 - ContinuitéToute discontinuité dans le dessin d’une structure conduit à une concentration de contrainteset de déformations. Une structure discontinue est toujours mauvaise, car le mécanisme deruine qu’elle fait intervenir est local. Le principe de continuité a un impact sur le dessind’ensemble des structures, qui est explicité dans les principes 3 et 4.

Le principe de continuité se traduit aussi dans les détails de structure et dans la surveillance dechantier.

Dans les détails de la structure, il faut- éviter les affaiblissements de section (âmes évidées)

- réaliser des poutres et colonnes d’axes concourants;

- éviter les changements brutaux de directions des éléments porteurs

- éviter les changements brutaux de largeurs des éléments porteurs; d’où il découle que leslargeurs des poutres et colonnes concourantes doivent être peu différentes

- soigner la conception des assemblages des éléments préfabriqués

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

Surveillance du chantier.Il s’agit d’un aspect particulièrement important pour garantir la qualité réelle du travaileffectué, en particulier:

- le positionnement des éléments préfabriqués en béton

- le bétonnage de leurs joints d’assemblage

- la mise en place correcte des armatures, l’exécution soignée des reprises, en béton armé

- la qualité des matériaux mis en œuvre.

Critères de régularité: méthode des forces de remplacement

En plan:

En élévation:

Comportement et dimensionnement à la torsion

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

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

Figure 5 : Effets néfastes de l’asymétrie.

a b c

Figure 6 : Oscillations différentielles dommages dans les angles rentrants

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

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

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

Figure 8. Régularité en élévation.

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

a- b-Figure 8 : oscillations différentielles dommages dans les angles rentrants dans le plan

vertical

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

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

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

Figure 10. Bâtiments avec niveaux transparents. Lorsque les niveaux transparents sont plusflexibles que les autres niveaux, les poteaux de ces niveaux subissent de grandes déformations

qui peuvent provoquer la ruine du bâtiment, (AFPS, 2002)

Le résultat de cette disposition est souvent l’effondrement de 1’ «étage mou », qui entraînel’effondrement total du bâtiment.

Les structures en portique dans lesquelles sont disposés des murs de remplissage sontparticulièrement sujettes aux ruines d’ «étage mou », car leur analyse au moment du projet estsouvent effectuée en considérant que la structure est une ossature en portiques et que lesparois de remplissage sont non structurelles et n’interviennent que par leur masse. La réalitépeut être très différente et 2 situations néfastes sont possibles

Les contre mesures à ces situations d’ «étage mou» associées à des remplissages sont lessuivantes (Figure 11):

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

1. L’étude de la structure considère celle-ci comme un mur en maçonnerie et l’évaluation despériodes est faite sur ce modèle (périodes T plus petites, résultante de cisaillement plusgrande) ; le coefficient de comportement q est celui, plus petit, des maçonneries.

2. L’étude de la structure considère celle-ci comme un portique. On prend la précaution de nepas monter les remplissages en contact raide avec les portiques, en interposant sur les côtés

verticaux et supérieurs des remplissages un joint flexible (voir Figure 10 : séparation entreallèges et poteaux).

3. L’étude de la structure considère celle-ci comme un portique. Les remplissages sont faits demaçonneries offrant nettement moins de résistance et/ou de raideur que l’ossature en portique.

4. On interdit la construction en zone sismique de bâtiments dont la structure «primaire» decontreventement est faites de portiques, en particulier en béton armé, et on impose desstructures à voiles porteurs ou en charpentes acier, plus sûres.

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

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

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

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

2.6 Principe 6. Diaphragmes efficacesLes diaphragmes d’un bâtiment sont les structures horizontales qui reportent l’actionhorizontale, résultant de la mise en mouvement des masses des planchers et de leurs charges,vers les structures verticales de contreventement. Les diaphragmes doivent être peudéformables dans leur plan, de manière à assurer une distribution efficace de l’actionhorizontale entre les différentes structures verticales. Idéalement, ils assurent à chaque niveauoù ils sont présents une absence de déplacement horizontal relatif entre les structuresverticales.

Dans ce cas, l’action horizontale résultante à un niveau se répartit sur les contreventementsverticaux proportionnellement à la raideur relative de ces derniers. Les éléments verticaux lesplus rigides supportent ainsi les charges les plus importantes. Lorsque la raideur d’uncontreventement vertical diminue à cause de fissurations ou de sa ruine, les efforts qu’il nepeut plus reprendre sont automatiquement redistribués par le diaphragme horizontal sur lesautres contreventements verticaux. Il est donc souhaitable que le nombre de contreventements

verticaux soit supérieur au minimum nécessaire à la stabilité de la structure. Le rôle dediaphragme est joué par la toiture et par les planchers, qui peuvent être constitués dedifférentes façons : plancher en béton armé, mixte, grillage de poutres contreventées, treillisspatial, portiques horizontaux. La rigidité des diaphragmes dépend:

- de leur forme: les diaphragmes longs et étroits sont flexibles. Les diaphragmes présentantdes angles rentrants peuvent subir des concentrations de contraintes entraînant des dommages.

- des rigidités respectives du diaphragme et du contreventement vertical. Si la rigidité ducontreventement vertical est importante (murs en maçonnerie ou voiles de béton), les portéesmodérées du diaphragme sont préférables afin de limiter leur flexibilité.

- de leur matériau: les planchers en contreplaqué sur solives en bois se comportent comme desdiaphragmes relativement rigides dans une structure en bois, mais sont flexibles dans unestructure en maçonnerie.

- de l’efficacité de la solidarisation de leurs éléments constituants (exemple : diaphragme entreillis de bois)

- de l’importance des ouvertures (trémies) qui devrait être minimisée. La présence de trémiesest à l’origine de concentrations de contraintes, les plus importantes dans les angles rentrants.Les ouvertures doivent être les plus petites possibles et leur contour renforcé (Figure 15).

Figure 15. Diaphragme avec trémie.

Les liaisons d’un diaphragme aux structures de contreventement verticales sont calculées pourpermettre le transfert de l’action horizontale du niveau considéré. Des connecteurs adéquats,goujons, armature de cisaillement, sont utilisés à cette fin.

De même, les dégâts importants et les victimes nombreuses du tremblement de terre enArménie (1989) résultent principalement d’une faiblesse des diaphragmes dans des bâtimentsen béton armé dont la structure était :

1. verticalement, des murs porteurs en panneaux de béton armé

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

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

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

2.7 Principe 7 — Des éléments structuraux verticaux surdimensionnésLa ruine des éléments structuraux verticaux d’un bâtiment a un impact nécessairementcatastrophique, car elle entraîne la chute d’un étage, qui entraîne à son tour souventl’effondrement total de la structure.Il est donc fondamental pour la sécurité d’éviter à tout prix la ruine des éléments structurauxverticaux. Ceux-ci sont hélas potentiellement le siège de plusieurs modes de ruine sans guèrede ductilité- flambement- écrasement (peu ductile en béton armé)- cisaillement alterné (fragile en béton armé, ductile en acier)De plus, si les éléments structuraux verticaux sont le siège de flexions M combinées à de latraction ou de la compression N, leur moment de flexion résistant:- peut perdre tout caractère de moment «plastique» ductile, en particulier en béton armé car lacapacité de raccourcissement de ce matériau dans le domaine plastique est très faible et saruine en compression fragile.- peut être fortement réduit par rapport à une situation de pure flexion.

Dans les poteaux également, la zone de nœud est soumise à fort cisaillement du fait desmoments de flexion de signe opposé qui se développent dans les poutres. La ruine parcisaillement de la zone de nœud n’est en aucun cas ductile dans les constructions en bétonarmé. Par contre, le cisaillement plastique de la zone de nœud d’un poteau en acier estextrêmement ductile et acceptée dans des proportions limitées.

2.8 Principe 8. Créer les conditions d’un mécanisme plastique global

Exemple 1 : le principe «poteaux forts — poutres faibles» pour la formation des rotulesplastiques dans les poutres plutôt que dans les colonnes des ossatures en portique.

Dans les bâtiments dont l’ossature primaire est faite de portiques qu’on souhaite fairetravailler dans le domaine plastique sous séisme de projet (projets DCM ou DCH), il estfondamental pour la sécurité de développer les déformations plastiques dans les poutres et nondans les poteaux (Figure 17).

Plusieurs raisons justifient cette option:- c’est une condition nécessaire pour former un mécanisme plastique d’ossature de type globalimpliquant la formation de nombreuses rotules plastiques ; au contraire, la formation de zonesplastiques dans les colonnes peut se limiter au seul niveau des premières rotules formées- l’effet P - est moins important dans ce cas.- des planchers et des poutres même fortes endommagées ne s’effondrent pasindividuellement, ils restent suspendus par les armatures ou les parties restantes desassemblages, alors que les dégâts aux poteaux entraînent facilement un effondrementd’ensemble.- la ductilité est plus facilement réalisable dans des éléments purement fléchis (voir 2.7).

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

L’implication pratique de ce principe est la réalisation de colonnes dont le moment plastiqueM1,Rd est supérieur à celui des poutres, ce qui correspond à des sections de poutres moinshautes que celles des colonnes, très inhabituelles en dehors des zones sismiques. Il convientdonc d’éviter les poutres voiles continues sur colonnes légères.

2.9 Principe 9 - Choix rationnels relatifs aux masses

Le choix de planchers légers plus performants peut ainsi entraîner une réduction des quantitéset coûts d’ossature et de fondation, car les planchers représentent environ 80% de la masse

d’un bâtiment. Cette réduction de prix de l’ossature peut compenser le surcoût des planchersplus performants.

Concernant les masses correspondant aux actions de service, il faut, lorsqu’on a le choix,éviter de les placer dans des zones de la structure où elles engendrent des sollicitationsimportantes de flexion ou de torsion. Ainsi, des zones massives telles que bibliothèques,archives, salle de radiographie, etc... devraient être placées au sous-sol ou au rez de chausséeplutôt qu’aux étages, afin de réduire le cisaillement et la flexion. Afin de réduire la torsion,ces mêmes locaux, s’ils sont placés en hauteur, devraient être situés au plus près du centre detorsion du bâtiment.

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

Figure 18. Les structures de contreventement primaires à large base réduisent lessollicitations des barres du contreventement grâce à un bras de levier des efforts internes plus

grand (AFPS, 2002).

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

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

Ces raisons sont:

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

- l’incertitude sur la réponse exacte de l’ossature : période, cisaillement correspondant àl’entrée en plasticité de l’ossature, cisaillement correspondant à un niveau donné dedéformation (voir courbe obtenue dans une analyse par déplacement progressif).

- La possibilité d’un soulèvement à la fondation, côté traction. Figure. Cette dernièrecirconstance n’est pas en soi un problème, mais elle entraîne une distribution différente descontraintes au sol nécessaires pour équilibrer les forces appliquées par le séisme ; lescontraintes de compression à la fondation augmentent plus rapidement que la résultante decisaillement en base, car on passe d’une distribution de contraintes de compression impliquanttoute la largeur de fondation à une distribution n’impliquant que portion restreinte lafondation.

2.12 Principe 12. Partition en sous structuresLorsque pour une raison quelconque (usage, esthétique), les principes de régularité en plan etde symétrie ne peuvent être respectés, on peut penser à effectuer une partition du bâtiment enplusieurs «blocs» ou sous structures; celles-ci sont séparées pour leur comportementstructural, mais jointives pour leur utilisation. Figure 20.

La difficulté de cette solution consiste en la réalisation de joints corrects entre les sousstructures. Ces joints doivent être suffisamment larges pour éviter le martèlement entre sousstructures lors d’un tremblement de terre, car ces sous structures n’oscillent pasnécessairement à la même fréquence et il faut cumuler leurs déplacements maxima possibles

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

a) Vues en plan

b) Vues en élévation

Figure 20. Fractionnement des bâtiments par des joints sismiques ou partition en sousstructures.

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

b)Bon : poteaux doublés Ouverture > déplacements

Figure 21. Détails de joints entre bâtiments ou entre blocs constituant un bâtiment.

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

8 Isolation parasismiqueL’isolation parasismique qui est en général disposée entre les massifs de fondation et lasuperstructure permet de découpler l’infrastructure, qui se déplace avec le sol sans sedéformer (déplacements horizontaux), de la superstructure, qui réagit à l’action du sol et sedéforme sous l’effet des forces d’inertie.

Dans ce cas ce sont les isolateurs, « infiniment » plus flexibles, qui se déforment et pas lebâtiment.

Dans ce cas, la déformation se concentre sur les isolateurs qui sont conçus pour la supportersans dommages. L’isolation est généralement associée à des dispositifs amortisseurs quilimitent l’amplitude des déplacements de la structure sur ses appuis (Figure 22).

La conception des isolateurs doit impérativement être confiée à un bureau d'études spécialiséqui assiste le BET structure dans sa mission : la détermination de la réponse de la structure, lalocalisation, le nombre et le dimensionnement des appuis et des amortisseurs n’étant pas dutout une application de règles « traditionnelles » (Figure 23 et 24).

Figure 22. Déformation des isolateurs dont l’amplitude est limitée par l’amortisseur fixéentre le massif de soubassement qui se déplace avec le sol et une poutre de fixation à la

superstructure (Document P. Sorel)

Avantages de l’isolation parasismique :Le niveau de protection pouvant être obtenu est très supérieur au niveau exigé par les règlesparasismiques pour les ouvrages à risque normal. Les ouvrages restent normalementopérationnels, même après les séismes violents.

Les dégâts aux éléments non structuraux et à l'équipement, qui représentent parfois uninvestissement considérable (dans le cas des hôpitaux par exemple), sont faibles ou nuls.Les appuis restent en principe intacts après un séisme et sont opérationnels vis-à-vis desnouvelles secousses (répliques du séisme principal par exemple).

Inconvénients de l’isolation parasismique :Tous les ouvrages traversant le plan des appuis (escaliers, tuyauterie,…) ou reliant le bâtimentavec ses abords immédiats (réseaux, marches extérieures,…) doivent être conçus de manière àtolérer sans dommages les déplacements relatifs de la superstructure et des fondations. Cesmesures sont impératives dans le cas des réseaux de gaz, de protection contre l'incendie et desréseaux contenant des fluides polluants.

Les joints de séparation entre deux bâtiments ou parties de bâtiment sur isolateurs nécessitentdes largeurs importantes en raison des déplacements de chaque bloc, pouvant atteindre desvaleurs décimétriques.

Les transformations ultérieures de la structure, des cloisons, des façades et d'autres élémentslourds ou rigides ne doivent pas modifier d'une manière significative le comportementdynamique initial du bâtiment pris en compte pour le dimensionnement des isolateurs, souspeine d’entraîner des coûts d’adaptation élevés.

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

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

Sainsilly)

Figure 24. Un gros plan sur un isolateur de la société Gapec. A l’intérieur de l’enveloppe decaoutchouc se trouvent de fines plaques d’acier entre des couches de caoutchouc.

L’ensemble, testé selon des méthodes très éprouvantes est très résistant aux déformationslatérales. (Documents P. Balandier et J. Sainsilly)

3. OPTIONS DE CONCEPTION

3.1 Dissipativité (et comportement plastique) ou sur-résistance (et comportement élastique)?

Comme on l’a rappelé en 1.2, on peut projeter des structures très dissipatives (DCH, DCM)ou peu dissipatives (DCL). Les aspects positifs de la capacité de dissipation d’énergie deséléments structuraux par déformation dans le domaine plastique ont mené à l’idée que cette«dissipativité » est pratiquement un synonyme de «bonne conception », au point de retenircette caractéristique comme un « principe» à respecter.

La réalité est plus complexe. On en explicite des nuances ci-après.

On rappelle qu ‘en première approche le déplacement maximum de structures de mêmepériode T est indépendant du caractère plus ou moins dissipatif de leur comportement sousséisme de projet:

L’action de calcul réduite( divisée) par le facteur de comportement q donne des déplacementscalculés de également réduits, mais les déplacements réels ds, des noeuds de la structure sontfinalement évalué en multipliant de par qd: ds = qd. de , d’où l’indépendance par rapport àq- Figure 33. Seule la démonstration que qd < q pourrait changer cette conclusion.

Figure 33.Le déplacement d est indépendant de q.

Les structures peu dissipatives (DCL), qui correspondent au concept a) de la Figure 34,présentent les particularités suivantes:

- un faible coefficient de comportement (q = 1,5 dans l’Eurocode 8).

- donc des forces sismiques de calcul et des sollicitations sismiques plus importantes qu’avec,Force

- des vérifications classiques des éléments structuraux, similaires à celles du cas de chargegravitaire : les Eurocodes 2, 3, 4 et 5 sont seuls d’application, pas l’Eurocode 8.

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

Structure peu dissipatives ou « sur-résistantes ».

Les projets de structures peu dissipatives sont logiques pour

1. des structures où l’action du vent est égale ou supérieure à l’action sismique, telles que deshalles de faible masse, car le vent doit de toutes façons être repris élastiquement.

2. des systèmes constructifs non dissipatifs qu’on ne désire pas changer, car le coût duchangement de système est supérieur au coût de l’accroissement de matière nécessaire à lareprise de l’action sismique dans le domaine élastique.

3. des ossatures dont les dimensions ne sont pas fixées par les vérifications relatives au non -effondrement sous séisme majeur (ELU), mais par d’autres conditions. Cette circonstanceexiste d’autant plus que la séismicité est faible.

4. les situations où l’environnement technique est défavorable au respect de toutes lesconditions requises pour constituer des ossatures où les zones dissipatives devraient êtrenombreuses et fiables.

Structures dissipatives.

Les structures dissipatives DCM ou DCH, qui correspondent au concept b) de la Figure 34,présentent les particularités suivantes:

- des forces sismiques de calcul réduites par un facteur q élevé, jusqu’à 6 ou plus

- des structures plus légères et une réduction des sollicitations à la fondation, si lesvérifications du cas sismique déterminent les sections nécessaires

- un travail d’étude plus important nécessaire pour effectuer les vérifications spécifiques del’Eurocode 8

- des contrôles plus exigeants des matériaux, en particulier des zones dissipatives, nécessairespour vérifier que les bornes supérieures de résistance des éléments dissipatifs, imposées par leconcept du projet capacitif, sont respectées

- un contrôle plus exigeant de l’exécution pour assurer la conformité aux plans et cahier descharge

Opter pour un projet de structure très dissipative demande donc un environnement techniquefavorisant la qualité de l’étude et de l’exécution. Si toutes ces conditions nécessaires à laductilité ne sont pas réunies, un projet de structure peu dissipative, dont la qualité est moinssensible au respect de multiples conditions techniques, est sans doute préférable pour lasécurité de la structure.

Cette affirmation revient à dire qu ‘il serait peut être opportun d’associer à chaque typed’ossature un « Coefficient KFI de différentiation de la fiabilité ». Un tel coefficienttraduirait la plus ou moins grande probabilité de trouver dans une ossature des défautssusceptibles d’entraîner son effondrement. Le recours possible à coefficient KF1 est mentionnédans l’Annexe B de l’Eurocode O. KFI serait un coefficient pénalisant ? J appliqué à l’actionde calcul et d’autant plus grand que la structure est peu fiable. Des circonstances techniquestrès peu fiables correspondraient, par exemple, à KF1= 1/q.

Dans cet ordre d’idée, plus la qualité réelle d’une typologie de structure est dépendante de 1‘intensité des contrôles, moins cette typologie est «fiable ».

Ainsi, dans le domaine des constructions en béton armé, un contreventement réalisé par desmurs en béton offre facilement une surabondance de section résistante pour une exécutionpeu complexe et peu sujette à défaut. Leur fiabilité élevée a été observée à de nombreusesreprises après séisme.

Par contre, les ossatures en portique comportent une multitude de zones poutres - poteaux quisont autant de zones critiques très sollicitées en flexion et cisaillement et donc très sensiblesau defauts de tous ordres: dessins d’armature, exécution des armatures, résistance du béton.

Dans le domaine des constructions en acier, les joints soudés bout à bout sont un tendond’Achille. Ils sont considérés a priori comme sur - résistants par rapport aux sectionsadjacentes de métal de base, alors que leur section peut être égale à celle de ces sectionsadjacentes. La sur-résistance est acquise par les caractéristiques plus résistantes du métal dujoint soudé, mais plusieurs facteurs peuvent contrarier cette espérance:

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

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

3.2 Structure très hyperstaticiue ou peu hyperstatigue?Un degré élevé d’hyperstaticité plus élevé permet en principe une plus large distribution de ladissipation d’énergie entre les zones dissipatives et une augmentation du potentiel totald’énergie dissipable. Comme l’énergie totale à dissiper est relativement indépendante dunombre de zones dissipatives, la demande de déformation plastique par zone dissipative estplus faible si les zones dissipatives sont plus nombreuses. En conséquence, des valeurs plusfaibles des coefficients de comportement sont attribuées aux systèmes structuraux faiblementhyperstatiques (voir Tableaux de q aux chapîtres 9, 10 et 11).

Cependant, une hyperstaticité élevée n’est pas à elle seule le gage de l’existence denombreuses zones dissipatives. Il faut encore que soit appliqué au dimensionnement:

- des critères de hiérarchie conduisant à la formation d’un mécanisme plastique global de lastructure et empêchant, par exemple la formation d’un mécanisme d’étage, peu dissipatif ettrès catastrophique.

- des règles de ductilité locale garantissant que les zones plastiques premières formées soitcapables de se déformer sans rupture jusqu’à la formation du mécanisme plastique globalprévu de la structure.

3.3 Structure flexible ou structure raide?Les sollicitations sismiques d’un bâtiment sont fonction des périodes T de la structure, commel’exprime le spectre de réponse en accélération Sd (T) (voir 2.4).

Si la structure peut être assimilée à un oscillateur simple de période T, la résultantehorizontale de cisaillement est égale à (cfr. ) : F = m Sd(T)

Si l’économie du projet est conditionnée par le coût de l’ossature parasismique, un projet,pour être économique, devrait chercher à définir des structures de période T telles que lesordonnées Sd(T) du spectre soient les plus faibles possibles.

La liberté du choix n’est pas totale, car, en moyenne, la période T d’une structure de plusgrande hauteur est plus élevée, comme l’indique la relation statistique de l’Eurocode 8 entre lahauteur H et la période fondamentale T1 d’un bâtiment (voir 2.14.2): T1 . H

Cependant, on peut infléchir le projet de manière à réaliser une structure plus flexible et ainsiréduire ses sollicitations. Cette démarche n’est utile que si la période T correspond à labranche descendante du spectre de réponse en accélération, c’est à dire si la période T > T, Tétant la période de «coin» ou fin du palier horizontal du spectre. Le spectre de 1 ‘Eurocode 8présenté à la Figure 35 montre que plus les conditions de sol et site sont mauvaises, plus Test grand et moins la recherche d’une structure flexible a de chance d’être utile. On donne auTableau suivant les hauteurs H de bâtiments correspondant à la période T caractérisant lestypes de sol de l’Eurocode 8, calculées en utilisant la relation I . H avec C=O,O75 (portiques

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

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

3.4 Ossatures en acier ou en béton armé?

On peut construire parasismique en béton armé ou en acier (voir les Chapitres 9 et 10).Cependant, les observations effectuées après tremblement de terre mettent en évidence de trèsnombreuses ruines totales de bâtiments en béton armé, alors que les dégâts aux bâtiments enacier sont inexistants ou limités à quelques zones de l’ossature, en particulier les assemblages.

Plusieurs raisons justifient cette réalité.

Les charpentes métalliques font l’objet d’un projet et d’un montage effectués presquenécessairement par des personnes qualifiées. Beaucoup de bâtiments en béton armé dans lemonde sont exécutés pratiquement sans plan ou sur base de plans approximatifs établis pardes personnes peu formées. Les charpentes métalliques font usage de produits manufacturés etles produits mis en oeuvre correspondent aux caractéristiques considérées dans le calcul del’ossature. Le béton armé est, dans beaucoup de pays, un matériau de qualité moins maîtrisée ;le contrôle de qualité du matériau béton, le contrôle de la conformité des plans à la Normeparasismique, le contrôle de la position des armatures font souvent défaut ou sont imparfaits.Il existe de nombreux mécanismes dissipatifs locaux possibles en charpentes métalliques. Cenombre est de 7 si on se réfère au Chapitre 9. Souvent plusieurs mécanismes contribuent à ladissipativité. Ainsi, quand on surdimensionne les assemblages par rapport aux élémentsassemblés, on impose encore que dans l’assemblage, qui devrait alors pourtant resterélastique, la résistance des plats à la pression diamétrale (phénomène ductile)soit inférieure àla résistance au cisaillement des boulons (qui correspond à une ruine présumée non ductile),de sorte qu’à la fois on peut atteindre de la ductilité là où on le souhaite (dans la barre), maisaussi, si nécessaire, là où on ne l’a pas prévu (dans l’assemblage). De même, dans lesossatures en portique en acier, si les moments plastiques de poutres sont trop élevés (suite àune erreur sur la nuance d’acier, par exemple), il y a cisaillement plastique cyclique dupanneau d’âme du poteau, mais ce phénomène est aussi très ductile (voir 9.2). En béton armé,il n’existe qu’un seul mécanisme dissipatif possible, la flexion plastique dans des élémentsraisonnablement peu comprimés. N’importe quel événement adverse à la formation de cemécanisme de flexion plastique conduit à une ruine locale fragile entraînant souvent la ruinetotale de la structure. Ainsi, dans l’exemple d’une ossature en portique où les momentsplastiques de poutres seraient trop élevés (suite à une hauteur de poutre trop élevée, parexemple), le cisaillement cyclique du béton armé entraîne une ruine rapide des noeuds del’ossature et son effondrement complet.

La combinaison des facteurs mentionnés explique les observations souvent négativeseffectuées après tremblement de terre pour les bâtiments en béton armé, en particulier dans lesossatures en portique où le degré d’hyperstaticité élevé correspond facilement à unemultiplication de zones néfastes plutôt que de zones dissipatives. Figure 36.

On note que la même remarque vaut pour les ossatures en portique d’acier, si l’exécution desassemblages ne garantit pas la formation de mécanismes de ruine ductile. Ceci est arrivé àNorthridge (1994) et Kobe (1995), sans entraîner la ruine totale des bâtiments concernés. Ilest possible que de telles ruines se produisent dans le futur, impliquant des bâtiments réalisésà l’époque où les exigences relatives aux assemblages soudés étaient insuffisantes.

En conclusion, on peut réaliser des structures parasismiques en béton armé comme en acier,mais en béton armé plus qu’en acier il importe d’être rigoureux quant au respect des règles deprojet (voir les Chapitres 9 et 10) et au contrôle lors de l’exécution.

Il appartient à l’auteur de projet de choisir le matériau et le type d’ossature à construire enfonction de la fiabilité de l’environnement technique.

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