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AMAR Cheikh Ibra

Spécialité : Génie civil

Professeur tuteur : Claude SCHAEFFER

0

2011-2012

Tuteur-entreprise : Roland KELLER

Ingénieur ENSAIS

06 07 13 66 14

[email protected]

[INTEGRATION DE LA COMPETENCE BETON DANS

L’ACTIVITE DU BUREAU D’ETUDES ICR]

PROJET DE FIN D’ETUDES

Présenté par: AMAR Cheikh Ibra, étudiant de

5o année

AMAR Cheikh Ibra

Projet de fin d’études/spécialité

Génie civil

Remerciement

Je tiens, tout d’abord, à remercier, Monsieur Roland KELLER, mon maitre de stage d’avoir

mis à ma disposition tous les moyens nécessaires pour mener à bien mon projet de fin

d’études.

Je tiens aussi à remercier, Monsieur Julien MULLER, technicien supérieur chez ICR

(Ingénierie, Conception, Réalisation) pour son soutien aussi bien technique que

professionnel, sans oublier mademoiselle Gwendoline, qui fait partie du personnel

technique de l’ICR.

AMAR Cheikh Ibra


Génie civil

Sommaire

Remerciement ......................................................................................................................................... 2

Liste des figures : ..................................................................................................................................... 5

Liste des tableaux : .................................................................................................................................. 6

1. Introduction ..................................................................................................................................... 7

2. Présentation du projet .................................................................................................................... 9

2.1. Intervenants .......................................................................................................................... 11

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

4. Préliminaire ................................................................................................................................... 12

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

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

5. Conception de la structure ............................................................................................................ 13

5.1. Portique ................................................................................................................................. 14

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

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

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

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

6.2. Bardage ................................................................................................................................. 21

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

• Vérification de la déformation : résistance a l’ELS : .............................................................. 54

10. Dimensionnement des éléments structuraux en BA ................................................................. 56

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

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

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

10.2. Fondations ......................................................................................................................... 59

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

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

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

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

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

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

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

10.2.3.3. Vérification au poinçonnement ..................................................................................... 66

10.2.4. Fondations à encuvements ............................................................................................... 68

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

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

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

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

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

• Longrines ................................................................................................................................... 73

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

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

• Dallage ....................................................................................................................................... 77

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

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

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13. Conclusion ................................................................................................................................. 81

BIBLIOGRAPHIE : .................................................................................................................................... 83

ANNEXES : .............................................................................................................................................. 84

Annexe 1 : Note, plans d’implantation et sondages géotechniques ................................................ 85

Annexe 2 : Note de calcul poteaux PO70 et plan de ferraillage ....................................................... 86

Annexe 3 : Note de calcul semelles S1 et plan de ferraillage ............................................................ 87

Annexe 4 : Plans de contreventement Hall3C et Hall4D ................................................................... 88

Annexe 5 : Plans de fondation........................................................................................................... 89

Annexe 6 : Choix quai niveleur ......................................................................................................... 90

Liste des figures : Figure 2.1: Localisation projet ............................................................................................................. 9

Figure 2.2: Plan d’ensemble .............................................................................................................. 10

Figure 5.1.1: Montant portique halls 3C et 4D .................................................................................. 15

Figure 5.1.2: Coupes principales potique hall3C et hall4D ............................................................... 16

Figure 5.1.3 : Resistance au feu du bois ............................................................................................ 17

Figure 5.1.4 : Mode opératoire pour la construction d’une poutre en bois lamelle-collée ............ 18

Figure 6.1.1 : Couverture hall industriel ............................................................................................ 21

Figure 6.2.1 : Bardage double peau .................................................................................................. 21

Figure 6.3.1 : Elevation mur coupe-feu hall3C/hall4D ...................................................................... 24

Figure 6.3.2 : Elevation mur coupe-feu batiment existant/Hall3C.................................................... 25

Figure 7.1 : Principe de contreventement ........................................................................................ 27

Figure 7.2 : Contreventement facade hall4D-Perspective ................................................................ 28

Figure 9.2.1 : Portique principal hall3C ............................................................................................. 36

Figure 9.2.2 : Répartition contrainte sur la section transversale bois .............................................. 36

Figure 9.2.1.1 : Flèches de la poutre ................................................................................................. 39

Figure9.2.1.2 : Axes y et z de la section ............................................................................................ 41

Figure 9.2.1.3 : Contrainte de cisaillement dans une section ........................................................... 43

Figure 9.2.1.4 : Etaillage de la poutre au niveau de l’appui .............................................................. 44

Figure 9.2.1.5 : Entaille dans la zone comprimée ............................................................................. 45

Figure 9.2.2.2.1 : Poutre à simple décroissance ............................................................................... 48

Figure 9.2.2.2.2 : Zone de faitage d’une poutre à double décroissance ........................................... 51

Figure 9.2.2.2.3 : Determination du coefficient km .......................................................................... 55

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Figure 9.2.2.2.4 : Détermination du coefficient kt ............................................................................ 55

Figure 10.2.3.1.1 : Contrainte dans le sol-semelle ........................................................................... 62

Figure 10.2.3.2.1 : modèle de traction vis- à-vis des efforts de traction .......................................... 64

Figure 10.2.3.2.2 : Excentricité de la charge verticale sur la semelle ............................................... 65

Figure 10.2.3.2.3 : Excentricité de la charge verticale sur la semelle ............................................... 66

Figure 10.2.3.3.1 : poinconnement ................................................................................................... 66

Figure 10.2.3.3.2 : Section de contrôle-poinconnement .................................................................. 67

Figure 10.2.4.1 : Fondations à encuvement ...................................................................................... 69

Figure 10.2.4.2 : Dimensionnement des encuvements ..................................................................... 70

Figure 10.2.5.1 : Mur de quai et porte .............................................................................................. 76

Liste des tableaux : Tableau 2.1.1: Liste des entreprises sous-traitentes ......................................................................... 11

Tableau 9.1.1: Combinaisons des efforts .......................................................................................... 35

Tableau 9.2.1.1: Flèche maximale admissible ................................................................................... 38

Tableau 10.2.3.3.1: Coefficient k’ pour le poinconnement ............................................................... 68

Tableau 10.2.5.1 : Résistance au feu des structure en BA ................................................................ 74

Tableau 10.2.5.2 : valeurs caractéristiques-calcul déplacement du sol ........................................... 76

Tableau 11.1 : quantitatif gros-œuvre hall3C ................................................................................... 78

Tableau 11.2: Quantitatif gros-œuvre hall4D ................................................................................... 79

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1. Introduction

Ce stage de fin d’études est moyen pour les élèves ingénieurs de mettre à profit leurs acquis

théoriques, aussi bien technique que managériale, durant leur formation à l’Institut

National Des Sciences Appliquées (INSA) de Strasbourg, C’est une véritable transition entre

le milieu scolaire et celui professionnel où l’élève-ingénieur devra faire preuve d’autonomie,

d’engagement. Il doit participer activement à la prise de décision pour la résolution d’un

problème technique au sein de l’entreprise d’accueil, tout en restant en contact permanent

avec un professeur tuteur de l’INSA.

C’est aussi un moyen de découvrir, d’apprendre et de développer sa connaissance sur un

sujet particulier dont le conseil des professeurs de l’INSA a étudié minutieusement, au

préalable, avant de le valider. En effet, Le projet de fin d’études (PFE) est un travail

personnel de l'élève, au cours duquel il doit faire preuve de méthode, de rigueur et

d'organisation. Il doit, sur le plan scientifique et technique, être capable d'initiative,

d'autonomie, d'inventivité, et fournir le meilleur de sa performance en s'investissant

entièrement dans un sujet librement choisi. L’étudiant a la possibilité de solliciter

l'enseignant de son choix, au sein de l'équipe pédagogique génie civil pour des conseils ou

des éclaircissements. Mais il entretiendra obligatoirement des rapports privilégiés d'ordre

administratif et pédagogique avec l'enseignant superviseur qui lui a été affecté.

J’ai choisi le bureau d’études ICR (INGENIERIE, CONCEPTION, REALISATION) pour effectuer

mon projet de fin d’études qui s’intitulait initialement « Intégration de la compétence béton

dans le bureau d’études ICR ». En effet, ICR est un bureau d’études spécialisé dans les

bâtiments à ossatures bois. Mais, actuellement, il a l’ambition d’élargir ses compétences

dans le béton et l’acier. En ce sens, j’ai intégré l’ICR en tant que stagiaire pour contribuer à

son projet d’élargissement, à travers un projet de construction d’un bâtiment industriel.

Mon PFE se porte sur l’étude d’un hall industriel constitué d’une charpente en bois et

d’éléments (poteaux, poutres…) en béton armé. Il s’agit dans un premier temps de chercher

un référentiel béton : identifier la documentation adéquate pour mener à bien une étude en

BA.

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Les axes principaux de ce projet sont la conception et le dimensionnement. Une attention

particulière doit aussi être tenue pour le suivi du chantier de ce projet.

Le travail de conception est fait à partir des plans architectes. On a défini une géométrie de

portique, étudier la stabilité de la structure. On a fait un choix technologique pour

l’enveloppe et la couverture du bardage.

On a utilisé l’euro code et l’annexe national pour les hypothèses de charge des éléments

structuraux ou non structuraux. Des calculs sismiques ont aussi été réalisés conformément à

la norme EC8 et PS92.

Nous détaillerons dans les lignes ci-dessous tous les éléments qui nous ont permis de mener

à bien la réalisation de ce projet.

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2. Présentation du projet

Le projet consiste en l’extension d’un bâtiment (Halls 3C et 4D) de 132 m par 55 à 60m à

structure bois-béton de type rez de chaussée sans sous sol à usage de hall de stockage et

atelier pour concessionnaires de motos. Le projet est localisé au rue Robert Schumann

68870 Bartenheim comme la montre la figure ci-après :

Figure 2.1 : Localisation projet

ICR (Ingénierie, Conception et Réalisation) est l’entreprise contractant générale de ce projet.

La figure ci-dessous montre le plan d’ensemble :

Projet: Halls

3C et 4D

Ru

e R

ob

ert S

chu

ma

nn

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Cf. PLAN D’ENSEMBLE

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2.1. Intervenants

Dans ce projet de construction du hall de stockage et de réception, pour le compte de :

BIHR SAS

Rue Robert Schumann

68870 BARTENHEIM;

L’entreprise contractant générale de ce projet est :

ICR SARL

13, allée Ettore Bugatti

68000 COLMAR

Elle s’est chargée de l’étude, de la conception et du dimensionnement de la structure. Elle

coordonne aussi les travaux d’exécution du hall. Le tableau ci-dessous mentionne quelques

entreprises sous-traitantes pour les travaux d’exécution :

No LOTS ENTREPRISES

01 VOIRIE RESEAUX DIVERS (VRD)

TERRASSEMENTS

EST AMENAGEMENT

8, rue Vauban 67390

MARCKOLSHEIM

COLAS EST

47A rue Ile des Pécheurs

67541 OSTWALD

02 GROS OEUVRE

MADER ZI

7, rue de la Plaine

68500 GEBWILLER

03 DALLAGE

TWIN TEC ZA Activeum

Rue Jacqueline Aurial

67120 ALTORF

05 COVERTURE BARDAGE

GALOPIN

rue Jacques Mugnier

68200 MULHOUSE

Tableau2.1.1 : entreprises sous traitantes

Entre autres intervenants, on peut noter :

L’Architecte, DI NISI

12, route de Rouffach

68000 Colmar

Le géotechnicien, Geotec

7, rue Robert Schumann

68870 Bartenheim

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Le bureau de contrôle, DEKRA

13c avenue Valparc

68440 HABSHEIM

3. Présentation de l’entreprise

ICR (Ingénierie, Conception, Réalisation), contractant générale, est une société alsacienne,

dans l’étude, la conception et le dimensionnement des constructions en bois,

principalement.

Elle est spécialisée dans la réalisation d’espaces professionnels (bureaux, locaux

commerciaux…). Elle se compose d’un bureau d’études composée d’une équipe d’ingénieur

et de techniciens. Elle est en étroite collaboration avec la société AGEKA de Colmar. Elle

fournit aussi des services à AGEKA. En plus, AGEKA et ICR ont le même directeur.

Elle dispose également d’outils informatiques (Cadwork, Effel, Accord…) pour l’étude et la

réalisation de plans d’exécution de bâtiments, la maitrise d’œuvre et le suivi.

4. Préliminaire

Dans la fiche de définition du PFE, l’entreprise ICR m’a proposé la possibilité de réaliser la

mise en place de la référentielle étude béton. En effet, il s’agit de l’identification,

l’acquisition de normes et ouvrages, la mise en place d’une bibliothèque technique, la mise

en place d’outils de calculs spécifiques (calculs éléments BA courants, fondations…) par le

biais du projet de construction du hall industriel de BIHR à Bartenheim.

Donc, j’ai, avant même le début de mon stage réfléchi sur la mise en place de normes et

ouvrages pour le béton pour aboutir à la réalisation d’une bibliothèque technique au sein de

l’entreprise ICR.

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4.1. Mise en place de normes et ouvrages

Pour la documentation, j’ai demandé des conseils aux professeurs de l’INSA. J’ai aussi,

consulté le site de l’INSA de Strasbourg ; ce qui m’a permis d’envoyer à mon maitre de stage

un certain nombre de références sur le béton. J’ai enrichi ces références durant toute la

période du stage (cf. bibliographie).

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

Durant mon stage, j’ai pu trouver quelques programmes informatiques pour le

dimensionnement de structure en béton armé (poteau, poutre…). Bien entendu, j’ai pris le

soin de vérifier la conformité des programmes par rapport à l’euro code (Euro code 2). En

plus, avec l’euro code 2, j’ai pu réaliser quelques programmes de calcul pour le

dimensionnement de certains éléments de structures (semelles, poteaux….). Ces

programmes sont accompagnés d’une génération de notes de calculs automatiques pour le

bureau de contrôle.

5. Conception de la structure

La structure consiste en l’extension d’un bâtiment (Halls 3C et 4D) de 132 m par 55 à 60m à

structure bois-béton de type rez de chaussée sans sous sol à usage de hall de stockage et

atelier pour concessionnaires de motos. Donc, la conception est faite en tenant compte :

• De l’aspect économique

• De la faisabilité

• De la stabilité d’ensemble.

Le dimensionnement des différents éléments structuraux est optimisé tout en préservant

leur rôle de résistance mécanique et leur aspect esthétique (respect des conditions d’ELS).

Certains éléments non structuraux doivent être choisis pour respecter un minimum de

fonctions (Resistance au poinçonnement pour les bacs aciers, isolation…).

En résumé, la structure reproduit la conception du hall existant, à savoir une structure bois-

lamelle-collé. Elle repose sur des poteaux encastrés dans les semelles. Le Hall 3C venant

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contre le bâtiment existant avec un mur coupe-feu 2H. En raison des fondations existantes, il

a été retenu de réaliser ce mur coupe-feu maintenu latéralement par des poteaux

pendulaires bois SF120. Les charges verticales sont reprises par une poutre longrine filante

30x50 répartissant les charges sur des semelles qui sont réalisées hors de l’emprise des

semelles existantes ou en complément ou juxtaposées à ces dernières.

Globalement le bâtiment reçoit un contreventement de toiture sur quatre trames,

permettant le cas échéant, un assemblage au sol pour levage par « carrés ». Le

contreventement est complété par des palées verticales, participant à la répartition des

efforts, une homogénéisation des déformations et surtout une régularité du comportement

sismique. Donc, nous avons, pour le hall3C:

• Le mur coupe-feu pendulaire avec ses deux palées de stabilité, une principale en face

intérieure et une seconde constructive, en face extérieure pour assurer la stabilité

au montage, puis conserver une stabilité du mur en cas d’un incendie coté hall neuf

• Les poteaux intérieurs 50x70 sont encastrés dans les deux directions

• Les poteaux 50x50 (axe 20 cf. plan d’ensemble) sont encastrés dans les deux

directions et complétés par deux palées en croix.

• Les poteaux 40x40 du mur coupe-feu entre le hall3C et hall4D sont encastrés,

appuyés et maintenus en tête par un contreventement.

Le schéma étant identique pour le hall4D, on conserve l’homogénéité de la conception

(60x60 pour les poteaux intérieurs et 50x50 pour les poteaux de rive) plus le

contreventement et les palées.

Il ne sera pas réalisé de tirants sismiques car la structure de type pendule inversé n’est pas

sensible aux déformations différentielles du sol. Selon les calculs (EC8 et PS92), ces

déformations en élongation /compression sont au maximum de 4 cm (cf. paragraphe tirant

sismique) sur la dimension du bâtiment.

5.1. Portique

Afin de disposer d’un maximum d’espace, nous avons choisi un portique principal à trois travées, de

sections différentes. La distance entre deux poteaux est d’environ 1 7 mètres. Le montant des

portiques est constitué de poteaux en béton armé sauf coté hall existant pour le hall3C. Les traverses

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(arbalétriers) sont constituées de poutre en bois lamellé-collé. Elles sont constituées d’une poutre

cantilever et de deux poutres isostatiques à double décroissance. La poutre cantilever, de section

constante, permet de réduire la section des arbalétriers.

Ci-dessous deux schémas montrent le coupe des portiques :

Figure 5.1.1: Montant portique halls 3C et 4D

+ 150 + 300

+ 300

+ 10602 + 10602+ 10009

+ 10213+ 10842 + 10602

+ 10009

+ 10009

+ 300

1224

2

1120

9

1200

2

1151

3

1155

9

1215

2

1215

2

± 0

-2050

-400 -400 -600

-1800-1800-850

-1800

-350 -250 -250 -250

-1650 -1650 -1450

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Cf. COUPES PRINCIPALES

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Pourquoi le choix de poutres en bois en lamellé-collé ?

� Bois lamellé-collé :

Constituée de lamelles de bois de faible section individuelle aboutées longitudinalement par

entures (entailles multiples) et collées à plat les unes sur les autres, la pièce lamellé-collé

peut revêtir n’importe quelle forme et atteindre des dimensions respectables. Grâce à

l’élimination des défauts naturels à l’échelle des lamelles élémentaires (épurage), le bois

lamellé-collé affiche des performances mécaniques nettement supérieures à celles du bois

massif.

En plus, le bois lamellé-collé a une bonne résistance au feu. En effet, la faible conductivité

thermique du bois, et la protection supplémentaire contre la chaleur apportée par la couche

périphérique de charbon de bois, très isolant, qui se forme et se développe pendant tout le

processus de combustion

Exemple : poutre lamellé-collé de 16 cm de large et de 40 cm de haut. Etat de la section

transversale :

Figure 5.1.3: Resistance au feu du bois

Couche périphérique de

charbon de bois

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

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

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La couverture repose sur les pannes qui transmettent leur charge aux arbalétriers. Le

portique principal du hall industriel est constitué de trois travées.

5.2. Etude comparative d’avant projet de solutions structurelles

Dans le but d’une optimisation des éléments structuraux, on a étudié une variante sur la

disposition des arbalétriers du portique sur les poteaux: poutre isostatique ; poutre

continue.

• Poutre isostatique

Une solution consiste à disposer trois poutres isostatiques sur les poteaux. Une solution qui,

techniquement marche, mais peut entrainer des hauteurs de poutre importants vu

l’importance des portées.

• Poutre continue

Le choix d’une poutre continue est une bonne solution car les travées travaillent ensemble

et permettent ainsi, de diminuer considérablement leur flèche qui est souvent

dimensionnant vu la longueur des travées (portée minimum 17 m). Mais compte tenu des

moyens de transport, cette solution est abandonnée.

• Poutre en console plus poutre isostatique

Cette solution est similaire à la solution poutre continue, sauf qu’ici une ou plusieurs poutres

ont une partie en console. Dans le but d’optimiser les poutres en console, on calculera la

portée en console afin de minimiser les moments au niveau de l’assemblage entre poutre en

console et poutre isostatique tout en tenant compte du fait que les poutres sont en bois et

qu’ils seront transportées sur le chantier.

5.3. Solution retenue

La poutre continue permet de réduire considérablement sa section. Vu que les arbalétriers

sont transportés sur le chantier, il est quasiment impossible de les transporter en longueur

de 56 m environ. Donc, on opte pour la solution de poutre cantilever pour les poutres

reposant sur les poteaux en béton du hall3C et isostatique pour celle reposant sur le poteau

en bois du mur coupe-feu 2H coté hall existant. La poutre cantilever a une section constante

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tandis que la poutre isostatique est à double décroissance. La poutre à double décroissance

permet de limiter la déformation excessive de la poutre sur les longues portées.

Pour le hall4D, on opte pour des poutres isostatiques à double décroissance, vu que les

portées sont moins importantes.

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

Elles ont pour fonction d’assurer l’étanchéité à l’air, à l’eau, l’isolation thermique et

éventuellement l’éclairage zénithal.

6.1. Couverture du hall industriel

La toiture est inaccessible. Sa couverture est composée :

• D’un bac en acier

Portant de pannes à pannes, d’entraxe 3 m environ, le bac sera fixé mécaniquement par vis

auto taraudeuses sur le rail métal ancré sur le dessus de la panne. Le bac est calculé sur

plusieurs appuis. Il sera d’aspect galvanisés en sous face pour le protéger de la corrosion.

• D’une isolation thermique

Elle est constituée de panneaux de laine de roche de forte densité, d’épaisseur courante 60

mm. Ils sont fixés mécaniquement sur le bac au moyen de vis auto foreuses. Les panneaux

doivent être posés très jointifs en évitant particulièrement que la fibre ne soit mouillée avant

la pose de l’étanchéité.

• D’une étanchéité

Elle permet d’éviter l’infiltration de l’eau dans le hall.

� Points singuliers :

Il faut prêter une attention particulière à la conception des points singuliers :

• Relevés d’étanchéité : en sorties de toit, les relevés d’étanchéité sont réalisés par les

costières galvanisées, les équerres de renfort, et étanchéité aluminium ;

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

dilatation ;

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

Figure 6.1.1 : Couverture Hall industrielle

6.2. Bardage

Pour l’enveloppe du bâtiment, on projette de faire le choix d’un bardage métallique, comme dans le

cas du hall existant. Ils sont composés de tôles nervurées galvanisées, de type double peau. Le

bardage double peau est constitué de 2 parements disposés de part et d’autre d’un matériau

isolant, la laine de verre d’épaisseur variable. La paroi intérieure est réalisée par des

plateaux horizontaux fixés directement sur l’ossature béton et/ou bois (poteaux et potelets).

L’entraxe des supports varie de 5 à 6,50 m. La paroi extérieure est composée de plateaux

verticaux ou horizontaux fixés sur les nervures du plateau intérieur. Par contre, on utilise un

bardage simple contre les parties où il y a le mur coupe-feu ou une maçonnerie (cf. plan

d’ensemble). Le bardage métallique est d’un entretien facile, et offre une large gamme de

coloris et de finitions, pour un bon rapport qualité/prix/fonctionnalité.

Figure 6.2.1 : Bardage double peau

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6.3. Mur coupe-feu

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

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

Le mur coupe-feu est destiné à séparer les deux parties de la même construction de telle

sorte que tout incendie se déclarant d’un côté du mur coupe-feu (MSCF) ne puisse se

propager de l’autre côté : sa conception impose que même si l’une des parties s’effondre le

mur doit néanmoins rester en place et jouer son rôle. Le mur est coupe-feu de 2 heures. Le

dépassement du mur en toiture et latéralement est prévu pour éviter la propagation du feu

hors bâtiment car les éléments de toiture et de bardage ne sont pas des parois coupe-feu.

La solution constructive est de réaliser un mur auto stable indépendant de l’ossature en cas

de ruine de l’une ou l’autre partie. Les murs coupe-feu reposent sur les longrines qui sont

dimensionnées pour résister au feu pour une période de 2H.

Le mur coupe-feu est de type siporex épaisseur 15cm. En effet, le siporex est un béton

cellulaire traité à l'autoclave. Sa masse volumique est comprise entre 400 kg/m3 et 600

kg/m3. Le mur coupe-feu est composé principalement de béton et d’acier.

Il est préparé comme suit :

• Broyage du sable au broyeur à boulets par voie humide.

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

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

• Coulage de la pâte dans les moules.

• Mise en place des armatures dans les moules.

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

heures environ

Ha

ll e

xis

tan

t Hall 3 en projet Hall 4 en

projet

Mur coupe-feu 2h Mur coupe-feu 2h

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Les armatures du mur coupe-feu sont des aciers étirés à froid de diamètre 4 à 10 mm, de

limite d'élasticité supérieure à 500 MPa. L'armature est composée, soit de deux treillis, soit

d’un seul treillis plié en U, en fils d’acier, étirés à froid, de limite élastique garantie 500 Mpa.

La liaison des barres longitudinales et des barres transversales est assurée par soudure par

points. Avant leur mise en place, ces treillis sont traités à l’anticorrosion par trempage dans

un bain latex-bitume dont l’épaisseur varie entre 45 μm et 80 μm ou dans un bain latex

ciment d’épaisseur variant entre 60 μm et 100 μm La longueur des armatures est égale à

celle de la dalle diminuée de 40 mm.

Le mur coupe-feu est posé sur le chantier par longueur de 6 m. leur hauteur est de 25 cm et

leur épaisseur de 15 cm. L'enrobage des armatures par le béton cellulaire est supérieur ou

égal à 15 mm. Une membrane d’étanchéité est placée entre la longrine et le mur coupe-feu.

Les deux figures ci-dessous montrent les murs coupe-feu :

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Cf. MUR COUPE-FEU

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7. Stabilité de la structure

La structure doit être stabilisée vis-à-vis des efforts du vent et du séisme. En effet, la stabilité

de la structure est obtenue en encastrant les colonnes de la construction dans les

fondations, en combinaison avec des contreventements. En effet, une colonne encastrée

dans la fondation fonctionne en encorbellement lorsqu’elle est soumise à des charges

horizontales.

La transmission des efforts horizontaux des façades vers les poteaux se fait par des

entretoisements diagonaux en bois lamellé-collé et le contreventement entre les poutres en

travées de rive car l’effet diaphragme ne peut être obtenu pour les toitures légers. Des

entretoises en bois massif sont placées entre les pannes pour éviter leur déversement.

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

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Cf. PRINCIPE-CVT

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Le principe de contreventement du hall4-D est identique au hall3-C. On joint en annexe 4 le

plan d’ensemble du contreventement de la toiture et ceux du hall 3C et hall 4D.

On a aussi réalisé des contreventements en croix Saint-André entre les poteaux béton de

rive pour stabiliser la structure vis-à-vis des efforts sismiques et de vent. La perspective ci-

dessous montre les contreventements en croix Saint-André pour le hall4-D.

Figure7.2 : contreventement façade hall4D

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

8. Hypothèse de charge: Actions appliquées a la structure

Les actions sont un ensemble de forces appliquées à la structure. Le poids propre d’une

structure sera une action permanente nommée G. Les charges d’exploitation et les effets de

la neige et du vent seront des actions variables nommées Q. Le feu, les chocs de véhicules, le

risque d’explosions sont des exemples d’actions accidentelles nommées A. Enfin, le risque de

tremblement de terre est pris en compte par les actions sismiques nommées AE.

8.1. Charge permanente

Dans ce projet, on distingue les charges permanentes fixes qui correspondent seulement aux

poids propres des éléments (poutres, pannes, couvertures..) et les charges permanentes

libres qui correspondent aux charges dont la répartition dans l’espace peuvent changer au

cours de la durée de vie de l’ouvrage par exemple le réseau Sprinkler. Elles sont définies ci-

dessous :

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• Toiture (bac acier + isolation + étanchéité) : 25/30 daN/m2

• Charpente (poutres + pannes + contreventement) 20 daN/m2

• Réseau Sprinkler 10 daN/m2

• Bardage métallique double peau 15 daN/m2

8.2. Charge d’exploitation

La toiture du hall industriel est inaccessible sauf pour entretien. Elle est classée catégorie H

selon l’Euro code 1.

Il faut vérifier les éléments de toiture (arbalétrier, panne) sous les charges d’exploitation

suivant :

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

2

• Q=1,5 kN

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

Remarque :

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

avec la charge concentrée.

• Les charges d’exploitation sur toiture ne sont pas à cumuler avec les actions de la

neige ou du vent car il n’y a pas d’entretien du toit en cas de neige ou de vent pour

des raisons de sécurité pour le personnel d’entretien.

8.3. Charges de neige

L’euro code 1991-1-3 permet de déterminer les charges variables de neige sur la toiture

pour de nombreux types de bâtiments.

Dans ce projet, en cas de situation de projet durable qui fait référence à l’utilisation

normale du bâtiment industriel, la charge de neige sur la toiture-terrasse est donnée par la

formule ci-dessous :

� = �� ∗ �� ∗ �� ∗

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• µi : Coefficient de forme appliqué à la charge de neige. Il dépend du type de toiture,

de la pente du versant et de la redistribution de la neige par le vent ;

• Ce : Coefficient d’exposition ;

• Ct : coefficient d’exposition

• Sk : est la valeur caractéristique de la charge de neige sur le sol. Elle dépend de la

région et de l’altitude du bâtiment (région C1 et altitude 200 m donc sk=0,65 kn/m2)

En situation accidentelle, la charge de neige devient :

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

Le projet est localisé dans une zone de neige (région C1) où aucune charge de neige

accidentelle ne sera à considérer.

� Définition situations de projet :

Ensembles de conditions physiques représentant les conditions réelles qui se produisent au

cours d'une certaine durée pour laquelle il sera démontré par le calcul que les états-limites

concernés ne sont pas dépassés

8.4. Charge de vent

Pour déterminer les charges dues au vent, il faut au préalable la vitesse de référence, la

rugosité du sol, la vitesse moyenne, la hauteur de référence du bâtiment et enfin la pression

dynamique.

Vitesse de référence du vent (Vb)

Elle dépend de la zone où le projet est localisé. Le projet se trouve à BARTENHEIM en Alsace

(Mulhouse) donc zone2. La vitesse de référence est donnée par :

• Cdir : coefficient de direction égale à 1.

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

� = �� ∗ �� ∗ �� ∗ ��

� = �� ∗ �� ∗ �,�

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Donc :

Rugosité du sol

Après visualisation du site abritant le projet, à l’aide de Google-map, on en déduit une

rugosité IIIb. De cette rugosité, on détermine les altitudes suivantes :

• Z0=0,5 m

• Zmin=9 m

Ces altitudes permettent de déterminer certains coefficients pour le calcul de la vitesse

moyenne du vent.

Vitesse moyenne du vent (Vm(z))

Elle est donnée par la formule ci-dessous :

• Cr(z) : coefficient de rugosité

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

La hauteur de référence (Ze)

C’est la hauteur où la pression dynamique est calculée. Dans notre projet, on a :

� = �,� = 24�/

�� = �� ∗ �� ∗ �

h

b

ℎ < !"#$�%� = ℎ

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Pression dynamique de pointe (qp (z))

Elle est calculée à la hauteur de référence du bâtiment. Elle est donnée par la formule ci-

dessous

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

• Iv(z) Intensité de turbulence

&'�� = ()�� ∗ ln� �� ,-.�() = 1: �#.1".234!35.$�.

Action du vent sur la toiture-terrasse

Les angles des versants de la toiture du hall industriel étant compris entre -5o

et 5o, on

considère qu’on a une toiture terrasse. La toiture sera divisée en zone pour les coefficients

de répartition conformément à l’euro code 1 partie 1.4.

8.5. Action sismique

Le projet est situé en zone 4 qui correspond à une zone moyenne. L’étude géotechnique

donne une classe de sol B.

L’accélération maximale de référence est ;

,6� = 1,6�/8

Sol de classe B, donc :

9:; = 0,05:> = 0,25:? = 2,50� = 1,35A,4,�.24.".#5B � Période fondamentale de la structure T1 :

:C = 0,05 ∗ DE/F = 0,34; D = 12,27�.25,ℎ,32.34"3!,2I�.$2. cf. EC8-art4.3.3.2.2

KL�� = M1 + 7 ∗ &'��O ∗ 12 ∗ P ∗ ��8

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La période T1 est comprise entre TC et TD ( TC < T1 < TD) donc le spectre de calcul (Sd[T])

donne :

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

d’importance dépendant de la catégorie d’importance. Pour les bâtiments a usage

commercial, la catégorie d’importance est 2.

• q =2: coefficient de comportement. Il dépend de la capacité dissipative de la

structure. Le bâtiment étant classé comme une structure à pendule inversé donc

q=2.

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

• m : est la masse excitée

• λ=1 car bâtiment à un seul étage.

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

normes EC8.

9. Dimensionnement des éléments structuraux en bois

Après avoir déterminé les charges qui s’appliquent sur la structure, il s’agit maintenant de

déterminer la ou les combinaisons les plus défavorables pour le dimensionnement des

éléments structuraux de la charpente afin d’effectuer la descente de charge sur les poteaux

et les fondations pour leur dimensionnement.

9.1. Combinaison pour le dimensionnement de la charpente bois

La combinaison la plus défavorable se détermine en tenant du coefficient modificateur (kmod)

du bois. La résistance d’un bois (à l’intérieur d’une même classe de résistance) est influencée

par deux paramètres :

• la durée d’application des chargements ;

��:� = R,6 ∗ � ∗ 2,5K ∗ :>:1≥ T ∗ ,6 B

U� = ��:� ∗ � ∗ V

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

En effet, un bois sec supportant une charge de courte durée sera plus résistant qu’un bois

humide supportant une charge sur une longue période. Ces deux caractères permettent de

définir le facteur kmod (modificatif). Le facteur kmod doit être déterminé en fonction de

l’action variable de base en tenant compte de sa durée d’application. Si une combinaison de

charge comprend des charges de structure et des charges d’exploitation, le facteur kmod sera

sélectionné en fonction des charges d’exploitation. Les différentes combinaisons sont

données dans le tableau ci-dessous :

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Tableau récapitulatif des combinaisons de charge :

Tableau 9.1.1 : Combinaisons

* STR : vérification de la résistance et des déformations des différentes parties de la structure ;

*EQU : vérification des risques de perte d’équilibre statique ;

En résumé, on a :

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

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

Vérification Combinaison Etat limite vérifié

Action variable de

base Combinaison d'actions

Application num.

(daN/m2)

Kmod (Classe

1) gamma

Charge équ.

(daN/m2)

Résistance de la

structure (STR) à ELU

C1 ELU (STR) Permanente 1,35G 54,00 0,60 1,25 112,50 C2 ELU (STR) Neige 1,35G+1,5S 132,00 0,90 1,25 183,33 C3 ELU (STR) Neige 1,35G+1,5S+0,9 Wp 161,39 0,90 1,25 224,15

C4 ELU (STR) Vent pres 1,35G+1,5Wp+0,75S 141,98 1,10 1,25 161,34

C5 ELU (STR) Neige acc G+S 92,00 1,10 1,00 83,64 C6 ELU (STR) Neige acc G+S+0,2Wp 98,53 1,10 1,00 89,57 C7 ELU (STR) Vent dep G+1,5Wd -48,16 1,10 1,25 -54,73

Equilibre C8 ELU (EQU) Vent dep 0,9G+1,5Wd -52,16 1,10 1,25 -59,27

Déformation instantanée

C9 ELS INST (Q) Neige S 52,00 0,90 1,00 57,78

C10 ELS INST (Q) Neige S+0,6Wp 71,59 0,90 1,00 79,55

C11 ELS INST (Q) Vent pres Wp+0,5S 58,65 1,10 1,00 53,32

C12 ELS INST (Q) Vent dep Wd -58,77 1,10 1,00 -53,43

Déformation diff C13 ELS (DIF) Neige G 40,00 0,60 1,00 66,67

Remarque:

Il faut aussi vérifier la structure par rapport a

l’arrachement (combinaisons de charges

négatives).

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9.2. Dimensionnement des pannes et arbalétriers

Une fois la combinaison la plus défavorable est déterminée, on peut procéder au

dimensionnement des éléments structuraux en bois de la charpente.

Le schéma ci-dessous montre une coupe principale du hall industriel 3-C :

Figure 9.2.1 : portique principal hall industriel 3C

Pour les poutres en bois, on utilise que des lamellé-collé en GL28C. En effet, le lamellé-collé est très

résistant et permet d’atteindre des portées importantes. Pour le matériau en bois, on a fait le choix

de poutre en GL28C. En effet, les poutres travaillant en flexion ont des contraintes importantes vers

l’intrados et l’extrados et des contraintes faibles vers l’axe neutre.

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

-600

+ 300

-400

± 0

-400

+ 300

+ 10560

+ 12271

+ 10563

+ 10002

+ 12600+ 12600

+ 10000

+ 11228 + 11241

1206

0

1206

0

171652445017265

1002515290029002900290029003073307030703130

DALLAGE FINI

Arase Mur Coupe Feu

600 + 12900

+ 13500+ 13500+ 12900

+ 150

DALLAGEBATIMENT EXISTANT

Arase acrotère

Arase Mur Coupe FeuArase Acrotère

120 58880 150300

-250

Mur C

oupe

Feu

2635 2900 2900 2900 2900 2900 3090 3090 3090 3153

6016915 700 23750 700 16315 500

150

500360

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Dans le but d’optimiser au maximum les matériaux, il est plus judicieux d’avoir une section

de bois résistante vers l’extrados et l’intrados et des sections moins résistantes vers l’axe

neutre : c’est l’analogie d’une poutre en I. En résumé, on a :

• Poutre en I : plus de matière vers l’extrados et l’intrados et moins de matière vers

l’axe neutre (section en I homogène) ;

• Le panaché (GL28C) : Matière plus résistant vers l’extrados et l’intrados et matière

moins résistant vers l’axe neutre.

9.2.1. Dimensionnement des pannes

En général, on pré-dimensionne les poutres en bois à l’ELS et on vérifie la résistance de leur

section à l’ELU.

Les pannes sont assemblées aux arbalétriers à l’aide de sabot. Un jeu de 1 à 2 millimètres

est laissé entre les arbalétriers et la panne pour permettre cette dernière de se comporter

comme une poutre bi-articulée. Ainsi, on évite de transmettre aux arbalétriers des moments

de torsion. Elles sont longues de 12 mètres environ et leur entraxe est environ 3 mètres. La

portée des pannes est donnée dans le plan d’ensemble et l’entraxe dans les coupes A-A et B-

B.

• Modélisation pannes

0n a :

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

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

K�� = MZ + � + 0,6 ∗ `LO ∗ .$24,].

Ka�� = K�� + K��aa,-.�K��aa = (��a ∗G*entraxe

q

A B L

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Pré-dimensionnement des pannes

On pré-dimensionne à l’ELS. Cet état limite de service vise à assurer le confort des

personnes (vibrations) et à limiter les déformations. L’état limite de service est dépassé

lorsque les déformations maximales sont dépassées.

Les halls industriels sont classés comme des bâtiments courants donc les flèches limites

sont :

bâtiment courant

winst(Q) wnet, fin wfin

L/300 L/200 L/150

Tableau 9.2.1.1 : flèche maximale admissible

L’euro code 5 distingue la flèche instantanée (Winst), la flèche de fluage (Wcreep), la contre-

flèche (Wc), la flèche résultante finale (Wnet,fin) et la flèche finale (Wfin). La flèche instantanée

(Winst) est provoquée par l’ensemble des charges au moment de leur application. La flèche

de fluage (Wcreep) correspond à l’amplification de la flèche due aux charges de longue

durée. Le calcul des charges est réalisé à partir des combinaisons d’actions quasi-

permanentes (ELSdiff). Un coefficient multiplicatif kdef permet de tenir compte du fluage du

bois en service. La flèche finale (Wfin) est la somme de flèche instantanée (Winst) et la flèche

de fluage (Wcreep) :

a�� = `�� + b��L

La contre-flèche (Wc) peut être réalisée à l’atelier lors de la fabrication de la poutre,

notamment les poutres en bois lamellé-collé. Elle permet d’augmenter sensiblement la

valeur absolue de la déformation de la poutre tout en restant dans les limites

réglementaires. La flèche résultante finale (Wnet, fin) est la flèche apparente totale mesurée

sous la ligne des appuis. Elle est déterminée par la formule :

`��,a�� = a�� − b = `�� + b��L − b

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La figure ci-dessous illustre les différentes flèches :

Figure 9.2.1.1 : flèches de la poutre

On a, dans le cadre du dimensionnement des pannes, les vérifications de la flèche ci-

dessous à faire :

deefeeg`��^� = 5 ∗ K��^� ∗ hF384 ∗ j& ≤ h300 a�� = 5 ∗ Ka�� ∗ hF384 ∗ j& ≤ h150`��,a�� = a�� − b ≤ h200

B

De ces inéquations, en fixant la largeur de poutre(b) :

! = 12��

D’où la section des pannes est de :

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

Les résistances en flexion et en cisaillement doivent être vérifiées pour s’assurer que la

section ne se ruine pas sous l’effet des charges. Avec la section déterminée ci-dessus, on

n’atteindra pas les états limites de service. Maintenant, il s’agit de vérifier la résistance

mécanique des sections.

l mno

b=12 cm et h=56 cm

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* Sollicitations

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

Le moment maximum à l’ELU est de :

Les réactions d’appui sont :

� Vérification de la résistance à la flexion

La charge provoque de la flexion. Cette flexion provoque une contrainte de compression

dans la partie supérieure de la poutre et une contrainte de traction dans la partie inferieure.

� Justification

La flexion produit une contrainte dans la direction de l’axe de la poutre, c’est-à-dire normale

à la section de la poutre. Cette contrainte est nulle sur la ligne moyenne (milieu de la poutre

si la section est symétrique). Elle est maximale dans la zone supérieure et inférieure de la

poutre. La contrainte de flexion est induite par la charge qui est calculée aux ELU, états

limites ultimes. Elle doit rester inférieure à la contrainte de résistance déterminée.

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

sWXY = KWXY ∗ h88

t� = t; = KWXY ∗ 52

:,3] ". 24,-,I5 = u�,�(b�� ∗ 1�,� ≤ 1

u�,� = sWXY&v,w/

q

A B L

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IG,y : moment quadratique x∗yzC8 pour une section rectangulaire sur chant

V : est la distance à la fibre neutre

{|,}~ = x∗y�� : module de flexion pour une section rectangulaire sur chant

Figure 9.2.1.2: axes y et z de la section

• �q,r : Résistance de flexion


�q,� : Contrainte caractéristique de résistance en flexion

�q�r : Coefficient modificatif en fonction de la charge de plus courte durée et de la classe de

service.

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

�� : Coefficient d’effet système. L’effet système apparaît lorsque plusieurs éléments

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

type de chargement réparti uniformément. La résistance de l’ensemble est alors supérieure

à la résistance d’un seul élément pris isolément. Il n’est généralement pas appliqué car

l’entraxe entre les éléments est fréquemment supérieur à 1,2 m.

1�,� = 1�, ∗ (��Q� ∗ (�w� ∗ (�

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Génie civil �� : Coefficient de hauteur. Le coefficient kh majore les résistances pour les hauteurs

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

défauts cachés dans la structure du bois est moins important pour les petites sections que

pour les grandes sections.

Pour le bois lamellé-collé, le coefficient de hauteur (kh) est donnée par :

�I ℎ ≥ 600 ��, (� = 1 I ℎ < 600 ��, (� = min(1,1; �� ,C) B Avec h : hauteur de la poutre en mm.

• �� : Coefficient d’instabilité provenant du déversement

Une poutre soumise à un moment de flexion peut déverser (flambement latéral de la

membrure comprimée). Le calcul du coefficient kcrit s’effectue à partir de la contrainte

critique de flexion σm, crit et de l’élancement relatif de flexion λrel, m. . On a :

u�,b�� = 0,78 ∗ j�,�� ∗ !8ℎ ∗ &�a

j�,�� : Module axial au 5o pourcentile (ou caractéristique)

b et h : épaisseur et hauteur de la poutre

h�a : Longueur efficace, Lef=L*kLef

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

V��),� = � 1�,u�,b��

u�,b�� : Contrainte critique de flexion

1�, : Contrainte de flexion caractéristique

Valeur de k crit :

defeg I V��),� ≤ 0,75; (b�� = 1A, ". ".-.4.�.$2 I 0,75 < V��),�, ≤ 1,4; (b�� = 1,56 − 0,75 ∗ V��),�I 1,40 < V��),�; (b�� = 1V��),�8 B

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Remarque :

Le coefficient kcrit peut être pris égal à 1, si le déplacement latéral de la face comprimée est

évité sur toute sa longueur et si la rotation est évitée au niveau des appuis (sabots ou

entretoise sur appui).

� Le cisaillement

La réaction sous appuis provoque un effort orientée à 90 o par rapport à la ligne moyenne de

l’élément. Cette force est équilibrée par l’effort tranchant. Il représente la résultante des

contraintes de cisaillement tangentes à la section c’est-a-dire sur l’axe z..

� Justification

La distribution des contraintes provoquées par l’effort tranchant n’est pas uniforme dans la

section. Elle dépend de sa forme. La contrainte est maximum au milieu de la ligne moyenne.

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

L’effort tranchant et donc la contrainte sont induits par la charge qui est calculée aux états

limites ultimes. Elle doit rester inférieure à la contrainte de résistance déterminée.

Si la poutre est entaillée au niveau de l’effort (appuis par exemple), la résistance de la

section sera diminuée par le coefficient d’entaillage (kv).Le taux de travail devient :

:,3]".24,-,I5 = ��1',� ≤ 1

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

Elle est donne par la formule ci-dessous :

(a : Coefficient de forme de la section valant 3/2 pour une section rectangulaire

Fv, d : Effort tranchant

b : épaisseur de la pièce

hef : hauteur réelle exposée au cisaillement

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

• 1',� : Resistance de cisaillement

Elle est donne par la formule ci-après :

:,3] ". 24,-,I5 = ��(' ∗ 1',�

�� = (a ∗ U',�! ∗ ℎ�a

� ��

1',� = 1', ∗ (��Q�

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fv, k : Contrainte caractéristique de résistance

kmod : coefficient modificatif en fonction de la charge de plus courte durée et de la classe de

service.

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

• kv : Coefficient d’entaillage

Ce coefficient traduit l’effet de concentration de contrainte provoqué par un usinage sur une

zone sollicitée au cisaillement. Il doit être appliqué lorsque les deux conditions suivantes

sont réunies :

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

la poutre) ;

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

Ce coefficient vaut 1 si l’entaille est dans la zone comprimée (généralement la partie

supérieure de la poutre) ou si la pente de l’entaille est inférieure à 10 %.

:

Figure 9.2.1.5 : entaille dans la zone comprimée

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Valeur du coefficient d’entaillage (kv) :

(' = �I$�� 1(� ∗ �1 + 1,1 ∗ IC.�√ℎ �√ℎ ∗ �� ∗ �1 − �� + 0,8 ∗ �ℎ ∗ �1� − �8�

¡¡¡¢

kn=6,5 pour le bois lamellé-collé

i=1/pente

x : distance entre le début de l’entaille et le milieu de la surface d’appui

α : rapport he/h

9.2.2. Dimensionnement des arbalétriers

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

`

Le choix de poutre continu (un cantilever et deux poutres isostatiques) au lieu de trois

poutres isostatiques pour le dimensionnement des arbalétriers s’explique par le fait qu’une

poutre cantilever implique moins de matériau qu’une poutre isostatique. La flèche maximale

d’une poutre cantilever est inferieur à celle d’une poutre isostatique de même portée. Vu

que, la flèche est souvent dimensionnant pour les poutres en bois de portée importante, la

section des poutres peut être considérablement réduite en faisant travailler les travées

ensemble.

Par contre, du coté du mur coupe-feu entre le hall3C et celui existant, on a fait le choix d’une

poutre isostatique. En effet, ce choix s’explique par rapport à la résistance au feu de la

structure. En cas d’incendie coté mur coupe-feu entre le hall3C et celui existant, Cette travée

isostatique peut s’effondrer sans engendrer l’instabilité des deux autres travées (poutre

cantilever + poutre isostatique). Les dégâts ne seront que partiels.

Rotule

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

isostatiques.

9.2.2.1. Poutre cantilever :

Pour la poutre en console, on a supposé que l’ELS ne sera pas dimensionnant, donc on a

dimensionné la section à l’ELU. Ensuite, on vérifiera la déformation à l’ELS. Par conséquent, il

faut, dans un premier temps, déterminer les sollicitations enveloppes avant de procéder au

dimensionnement de la poutre.

• Cas de chargement :

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

F : est la réaction d’appui de la poutre isostatique (poutre entre les deux rotules

Cas 2 : Force (P) générée par les charges variables (neige, vent)

P : représente les charges variables (neige et vent)

Cas 3 : Cas de chargement donnant le moment maximum à la travée entre les deux appuis

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Synthèse :

Ces différents cas de chargement donnent les sollicitations maximales (moment maximal,

effort tranchant).

• Détermination de la section du cantilever :

On fera les mêmes vérifications en flexion et cisaillement que pour les pannes. Les étapes de

calcul sont pareilles que précédemment.

Après calcul, la section de la poutre en bois lamellé-collé est de :

9.2.2.2. Poutre isostatique :

Pour des raisons pratiques, on a choisi une poutre isostatique à double décroissance. Elles

permettent d’obtenir directement la pente des toits, d’augmenter l’espace intérieur, de

réduire les hauteurs d’appui et surtout d’optimiser la section par rapport aux sollicitations.

La vérification de ce type de poutres doit prendre en compte certaines particularités. Les

fibres extrêmes sont de longueurs différentes et la distribution des contraintes n’est pas

linéaire. Cela engendre une augmentation de la contrainte maximale.

• Système :

Une poutre à double décroissance est composée de deux zones à simple décroissance. Dans

les zones de décroissance, la répartition des contraintes est modifiée. Cette modification est

plus importante dans la zone tendue que dans la zone comprimée. Un coefficient km,α

permet de prendre en compte cette modification.

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

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

! = 18��; ℎ = 120��

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• Modèle :

� Justification

Pour une poutre à double décroissance, on vérifie la flexion dans chaque partie en simple

décroissance ainsi que la flexion, la traction perpendiculaire et le cisaillement dans la zone

de faîtage.

Vérification de la résistance à l’ELU :

� Contrainte de flexion dans chaque zone à simple décroissance :

• u�,£,� : Contrainte induite par la combinaison des états limites ultimesu�,£,�

On a :

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

plus sollicitée.

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

décroissance, dans la section la plus sollicitée.

En effet, pour les poutres à double décroissance la section la plus sollicitée dépend de sa

hauteur maximale et minimale.

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

la poutre à double décroissance uniformément chargé, l’abscisse (x) de la section la plus

sollicitée :

:,3] ". 24,-,I5 = u�,£,�(�,£ ∗ 1�,� ≤ 1

u�,£,� = u�,�,� = 6 ∗ sWXY! ∗ ℎ8

hs

ha

p

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¤� = ¦§ ∗ ��¨©,r��¨ª��

Les contraintes sont calculées à l’abscisse xs.

• fm,d : Resistance de flexion

Elle est calculée par la formule ci-dessous :

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

calculée en flexion

La face inclinée étant comprimée et que la contrainte maximale est située dans la zone où

l’inertie est variable, alors km,α est égal à :

fm,0,d : résistance de flexion de calcul parallèle au fil.

fv,d : résistance de cisaillement calculée parallèle au fil.

fc,90,d : résistance de compression calculée perpendiculaire au fil. On a:

1b,«�,� = 1b,«�, ∗ (��Q�

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

� Contrainte de flexion dans la zone de faitage

La zone de faîtage s’étend de chaque côté de l’axe du faîtage de la moitié de la hauteur de

faîtage pour la poutre à double décroissance ;

:,3]".24,-,I5 = u�,�(� ∗ 1�,� ≤ 1

1�,� = 1�, ∗ (��Q� ∗ (�w� ∗ (�

(�,£ = 1�1 + � 1�,�1,5 ∗ 1',� ∗ tan��8 + � 1�,�1b,«�,� ∗ tan��8

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

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

limites ultimes

La contrainte induite est majorée par le coefficient kL. Il prend en compte la hauteur au

faîtage, la pente de la décroissance de la poutre.

Map,d : moment de flexion déterminé au faîtage.

b et hap : hauteur au faîtage et épaisseur de la poutre en mm.

kL: coefficient fonction de la forme de la poutre.

(X = (C + (8 ∗ �ℎ®L4 �C + (E�ℎ®L4 �8 + (F ∗ �ℎ®L4 �E

k1 = 1 + 1,4 tan α + 5,4 tan2 α

u�,� = (X ∗ 6 ∗ s®L.�! ∗ ℎ®L8

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k2 = 0,35 – 8 tan α

k3 = 0,6 + 8,3 tan α – 7,8 tan2 α

k4 = 6 tan2 α

r = rin + 0,5 hap

rin : rayon intérieur.

α : angle de la pente au faîtage en degré.

• fm,d : résistance à la flexion

cf. pannes

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

centrées



t : épaisseur des lamelles.

� Contrainte de traction perpendiculaire au fil dans la zone de faitage

La contrainte de traction perpendiculaire au fil induite est calculée à partir de la contrainte

de flexion et d’un coefficient de forme kp. Par ailleurs, le taux de travail est modifié par le

coefficient kdis qui traduit la dispersion des contraintes et par le coefficient kvol qui traduit

l’influence du volume contraint sur la résistance en traction perpendiculaire au fil. Le taux de

travail doit être inferieur à 1 :

(� = 91A#34 4��2 ≥ 2400,76 + 0,001 ∗ 4��2 A#34 4��2 < 240 B

:,3]".24,-,I5 = u�,«�,�(�� ∗ ('�) ∗ 1�,«�,�

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


`

Map,d : moment de flexion déterminé au faîtage.

b et hap : hauteur au faîtage et épaisseur de la poutre en mm.

kp : coefficient fonction de la forme de la poutre

(L = (� + (� ∗ �ℎ®L4 �C + (¯�ℎ®L4 �8

k5 = 0,2 tan αap

k6 = 0,25 - 1,5 tan αap + 2,6 tan2 αap

k7 = 2,1 tan αap – 4 tan2 αap

r = rin + 0,5 hap


αap : angle de la pente au faîtage en degré

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

Elle est donnée ci-dessous :

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

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

Pour une poutre a double décroissance, le coefficient de dispersion dans la zone de faitage

(kdis) est égal a :

(�� = 1,4

u�,«�,� = (L ∗ 6 ∗ s®L,�! ∗ ℎ®L8

1�,«�,� = 1�,«�, ∗ (��Q�

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• Kvol : Coefficient traduisant l’influence du volume contraint sur la résistance en

traction perpendiculaire au fil


V0 : volume de référence = 0,01 m3.

V : volume dans la zone de faîtage, avec V limité aux deux tiers du volume total de la poutre

en m3 :

= ℎ®L8 ∗ ! ∗ °1 − ℎ®L2 ∗ h± A#345.A#324.,"#3!5.".�4#I,$�.

hap : hauteur au faîtage de la poutre en m.

b : épaisseur de la poutre en m.

L : portée de la poutre en m.

Vérification de la déformation : résistance a l’ELS :

La deuxième vérification concerne la déformation. L’état limite de service est atteint lorsque

les déformations admises sont dépassées (cf. paragraphe pannes).

Comme le chargement est uniformément réparti et symétrique, la flèche maximale est

donnée par la formule ci-après :

L’élancement de cette poutre étant important, la flèche provoquée par l’effort tranchant

n’est plus négligeable. Elle est donnée par la deuxième partie de la formule ci-dessus.

W : flèche en mm.

qinst(Q) : charge linéique avec la combinaison ELS (INST(Q)).

L : distance entre appuis.

E0,mean : module moyen axial

Gmean : module de cisaillement

b : épaisseur de la poutre en mm.

hs : hauteur la plus faible (au niveau des appuis)

('�) = � � ��,8

`��^� = (� ∗ 5 ∗ 12 ∗ K��^� ∗ hF384 ∗ j�,��®� ∗ ! ∗ ℎ�E + (� ∗ 6 ∗ K��^� ∗ h85 ∗ 8 ∗ Z��®� ∗ ! ∗ ℎ�

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

après :

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

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

après :

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

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10. Dimensionnement des éléments structuraux en BA

Dans ce projet, la charpente est constituée d’éléments en bois. Elle repose sur des poteaux

en béton armé qui sont fondés sur des semelles isolées. Donc, ces éléments en béton armé

doivent être correctement dimensionnés pour la transmission des charges jusqu’au bon sol.

10.1. Poteau BA

Les arbalétriers transmettent leur charge aux poteaux qui la transmettent aux fondations.

Donc, il est primordial de dimensionner adéquatement ces éléments structuraux pour qu’ils

puissent résister aux différentes sollicitations.

L’article 5.3 de l’EC2 définit les poteaux comme étant un élément structurel élancé, dont le

grand côté de la section transversale ne dépasse pas 4 fois le petit côté de celle-ci. En plus,

sa longueur est au moins égale à 3 fois le grand côté.

Les poteaux sont dimensionnés en tenant des effets du second ordre.

Section du poteau :

La section des poteaux est choisie après pré-dimensionnement de ces derniers et en tenant

compte du ratio acier-béton afin d’avoir une section économique. En effet, si la section du

poteau est petite, celle-ci peut nécessiter une quantité d’acier importante vis-à-vis des

charges qu’elles équilibrent. L’acier étant plus cher que le béton, l’ouvrage peut couter cher.

Donc, c’est, dans le but d’optimiser économiquement l’ouvrage, tout en respectant les

conditions de résistance mécanique que l’on est arrivée après pré-dimensionnement aux

dimensions ci-dessous :

Ferraillage du poteau :

Suivant les charges transmis à la semelle et le poids propre du poteau, on a déterminé la

section d’armature. Il existe trois méthodes d’analyse qui permettent de prendre en compte

les effets du second ordre : méthode générale, méthode basée sur la rigidité nominale et

méthode basée sur la courbure nominale. En effet, Les éléments comprimés (poteaux) d’une

², = ! = 50��A#345.A#2.,3]".4I-., = 50��.2! = 70��A#345.A#2.,3]I$2.4I.34 B

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structure peuvent être sujet à un phénomène d’instabilité nommé flambement. En terme de

phénoménologie, le flambement est rencontré sur des structures élancées (c’est le cas des

poteaux dans ce projet) soumises à un effort de compression axial, pour lesquelles le

déplacement transversal peut être important.

D’un point de vue mécanique, ce phénomène est équivalent à une sollicitation composée de

flexion et de compression entraînant une instabilité élastique (non linéaire) ce qui est

rapidement destructif. Les méthodes d’analyse non linéaire peuvent être utilisées pour

traiter de tels problèmes. L’étude relève généralement des états limites ultimes.

Comme on doit tenir compte des effets du second ordre dans ce projet, seules les trois

méthodes ci-dessous peuvent être utilisées :

• Une méthode générale basée sur une analyse non linéaire au second ordre qui prend

en considération les non-linéarités géométriques (effets du 2nd

ordre), le fluage du

béton au travers du coefficient de fluage φef, ainsi que les lois de comportement

exact du béton (loi de ‘Sargin’ cf. figure 3.2 de l’EC2.

• Une méthode simplifiée basée sur une rigidité nominale qui consiste à déterminer la

rigidité nominale du poteau en flexion avec prise en compte de la fissuration, des non

linéarités du matériau et du fluage, d’en déduire une force critique de flambement,

puis le moment total par l’intermédiaire d’un facteur d’amplification.

• Une méthode simplifiée basée sur une courbure nominale, pour laquelle on estime

une courbure maximale intermédiaire entre une courbure nulle et une courbure de

référence, puis un moment nominal du 2nd

ordre.

Cependant, l’annexe nationale française de l’EC2-Partie1 préconise d’utiliser, soit la

méthode de la rigidité nominale ou celle de la courbure nominale. Dans ce projet, on

utilisera la méthode de la rigidité nominale.

La rigidité de la section du poteau est estimée par :

Où :

j& = (b ∗ jb� ∗ &b + (� ∗ j� ∗ &�

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• E cd est la valeur de calcul du module d'élasticité du béton, voir 5.8.6(3)

• I c est le moment d'inertie de la section droite de béton

• E s est la valeur de calcul du module d'élasticité de l'acier, voir 5.8.6 (3)

• I s est le moment d'inertie de la section d'armatures par rapport au centre de la section

de béton

• Kc est un coefficient tenant compte des effets de la fissuration, du fluage etc., voir

5.8.7.2 (2) ou (3)

• Ks est un coefficient tenant compte de la contribution des armatures, voir 5.8.7.2 (2) ou

(3).

La rigidité de la section étant déterminée, maintenant il faut déterminer le moment tenant

en compte les effets du second ordre.

� Majoration du moment

Le moment de calcul total (incluant l’excentricité du second ordre) peut être calculée par :

Où :

• M 0Ed est le moment du premier ordre, voir également 5.8.8.2 (2)

• β est un coefficient qui dépend de la distribution des moments du premier et du second

ordre, voir 5.8.7.3 (2)-(3)

• N Ed est l'effort normal agissant de calcul

• N B est la charge de flambement basée sur la rigidité nominale.

Le poteau est dimensionné comme une section en flexion composée soumise aux

sollicitations (MEd, NEd).

� Dispositions constructives

Les barres longitudinales doivent avoir un diamètre au moins égales à 12 mm. La section

d’armature minimale se déduit de la condition ci-après :

sW� = s�W� ∗ �1 + T³;³W� − 1�

´�,�� = 0,15 ∗ ³W�1w� ≤ 0,03 ∗ ´b

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• fyd : limite élastique de calcul de l’armature

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

Les barres longitudinales sont reparties sur la périphérie de la section du poteau. Le

diamètre des armatures transversales doit être au moins égal à 6 mm ou au quart du plus

grand diamètre des armatures longitudinales. L’espacement des armatures transversales

doit être égal au :

Il convient aussi de réduire l’espacement des armatures transversales d’un facteur 0,6 au

dessus et au dessous d’une poutre ou d’une dalle sur une hauteur égale à la dimension la

plus grande de la section transversale du poteau.

Remarque :

Un programme de calcul Excel est réalisé pour automatiser le calcul des poteaux (voir

annexe 2).

10.2. Fondations

Le niveau du bon sol étant peu profond, on adopte les fondations superficielles. La

profondeur de la fondation choisie est hors gel. Dans ce projet, on a opté pour les poteaux

pendulaires en bois des semelles isolées et pour les poteaux principaux en béton des

fondations à encuvement. La préfabrication des poteaux en béton et le choix des poteaux en

bois permettent un gain de temps non négligeable dans la durée du chantier.

Cette partie est consacrée à l’étude des fondations. On commencera à décrire le contexte

géotechnique du site puis on procédera au dimensionnement (stabilités externe et interne)

des semelles. Les plans de fondations sont joints en annexe 5.

10.2.1. Contexte géotechnique

Une étude géotechnique a été réalisée par le bureau d’études, Geotec, sise à Mulhouse. En

effet, la campagne d’essai mené par Geotec a consisté en l’exécution de :

s = min��12 ∗ "I,�.24.�I$I�,5.".!,44.5#$_I23"I$,55,A531,I!5.".".3]"I�.$I#$".5,.�2I#$"3A#2.,3300��B�

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• 3 sondages pressiometriques (SP1 à SP3) réalisés en diamètre de 63 mm. Ces

sondages ont atteint une profondeur de 5 mètres terrain actuel. Les essais

pressiometriques ont été repartis sur un intervalle moyen de 1,5 mètre.

• 3 essais au pénétromètre (P11 à P13) dynamique poussés au refus. Ces essais

ont permis de mesurer en continu la résistance mécanique de chaque couche

traversée.

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

informatif.

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

suivante :

• 0,0 à 0,2 m de la terre végétale ;

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

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

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

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

• Profondeur minimal de 0,9 m par rapport au sol extérieur fini (profondeur

hors gel).

• Les contraintes limites de calcul ne peuvent dépasser :

²KWXY ≤ 0,6s¶,KWX? ≤ 0,4s¶, B

• Tassement : compte tenu du caractère quasi-incompressible du sol d’assise, le

tassement peut être négligé.

10.2.2. Charges au niveau de la base de la semelle

Les charges en fond de fouille sont déduites des charges d’ensemble. Elles permettent de

déterminer les contraintes appliquées au sol par le massif de fondation. Ces contraintes ne

sont pas uniformes sur toute la surface du massif à cause du moment de renversement

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provoqué par le vent. La distribution des contraintes dépend alors de la position de la

résultante verticale de compression de la structure c’est-à-dire l’excentrement.

Dans ce projet, on a distingué trois types de combinaison pour le dimensionnement des

fondations :

• Combinaisons d'actions pour situations de projet durables ou transitoires

(combinaisons fondamentales)

Pour les états limites STR et GEO, il faut considérer la plus défavorable des deux actions ci-

dessous :

defeg ·Qv,¸ ∗ Z,¸¸¹C + Qº,C ∗ »�,C ∗ ^,C +·Qº,� ∗ »�,� ∗ ^,��¼C·½¸ ∗ Qv,¸ ∗ Z,¸¸¹C + Qº,C ∗ »�,C ∗ ^,C +·Qº,� ∗ »�,� ∗ ^,��¼C

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

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

• Combinaisons d'actions pour les situations de projet sismiques

Il convient d’adopter la combinaison de charge ci-dessous :

· Z,¸¸¹C + ´W� + · »8,� ∗ ^,��¹C

AEd : est l’action sismique.

� AEd : action sismique-Combinaison de Newark

L’action sismique n’a généralement pas de direction privilégiée. Les combinaisons de

Newmark permettent de tenir compte de la simultanéité des composantes du mouvement

sismique dans les trois directions de l’espace. Les maximas des effets des différentes

composantes peuvent être déterminés séparément et combinés suivant les formulations

suivantes :

R´W� = ±j¿ + ±Vjw ± �jÀ´W� = ±jw ± VjÁ ± �jÀ´W� = ±jÀ ± VjÁ ± �jÀB

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Ex, Ey et Ez désignent respectivement les composantes des efforts sismiques dans les

directions X, Y et Z. Les coefficients λ et µ prennent la valeur de 0,3.

10.2.3. Semelles isolées

Les semelles isolées recevant que les poteaux pendulaires en bois que l’on suppose bi-

articulées, sont normalement soumis qu’à une charge verticale et éventuellement à une

force horizontale. Mais comme elles reçoivent un plot en béton, on suppose qu’elles

équilibrent aussi un moment à leur base.

10.2.3.1. Dimensionnement de la semelle

La figure ci-dessous représente la semelle :

Figure 10.2.3.1.1 : contrainte sur le sol

On désigne par NEd et MEd l’effort normal et le moment fléchissant, pondérés ELU,

appliquées au niveau du sol.

On pose . = �ÂÃÄÂÃ l’excentricité de la résultante. La contrainte de référence exercée sur le sol

est :

• qref : est contrainte appliquée dans le sol

• b’ dimension perpendiculaire à la semelle

Le frottement entre la base de la fondation et le sol est suffisant pour empêcher un

glissement de la semelle.

Il n’y a pas à justifier l’état limite de service vis-à-vis des déformations puisqu’il n’y a pas de

tassement différentiel et que les documents particuliers du marché ne le prescrivent pas.

K��a = ³W��,Å − 2.� ∗ !Å ≤ KÆ,��)

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10.2.3.2. Ferraillage de la semelle

Deux méthodes de calcul existent pour calculer la quantité d’acier dans les semelles isolées

à savoir la méthode des bielles et celle du moment. En effet, la méthode des bielles est

valable qu’aux semelles soumises a un chargement centrée et vérifiant :

ℎ ≥ max�,, − ,2 ;!Å − !2 � • a et b dimensions du poteau respectivement parallèle à a’ et b’.

• h est la hauteur de la semelle

Dans ce projet, la plupart des semelles sont soumises à un moment en plus de leur

chargement vertical. Donc, nous utiliserons la méthode des moments pour le ferraillage des

semelles.

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

On considère une section (Σ), située entre les faces du plot et à une distance e* du nu du

poteau de largeur b, égale à 0,15b.

Dans cette section, on calcule le moment fléchissant M prenant en compte la totalité des

réactions du sol agissant sur la partie de la semelle limitée par cette section (Σ) et non

traversée par le plan médian du poteau.

Les armatures de la semelle sont ensuite dimensionnées à partir du moment (M) sur la

section Σ située à 0,15b du nu du poteau

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Figure 10.2.3.2.1

La traction FS (voir schéma ci

distance x prises à partir du bord de la semelle.

L’euro code 2 indique à titre de simplification que

- Ze peut être déterminé

- Zi=0,9d.

La charge Nu amenée par le poteau se repartit sur le sol en une pression p

La part de réaction d’appui R située sur l’extrémité x de l’about de la semelle s’équilibre

comme suit :

En plus :

Et ;

Où :


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

(voir schéma ci-dessus) à l’abscisse x doit être ancrée avant cette même

du bord de la semelle.

titre de simplification que :

déterminé à partir de l’excentricité e*=0,15b

amenée par le poteau se repartit sur le sol en une pression p

AÆ = ³Æ,Å ∗ !, réaction d’appui R située sur l’extrémité x de l’about de la semelle s’équilibre

² t ∗ �� sUb ∗ �� U�,�®Á ∗ �� sB

R Ub � U�,�®ÁU� � t ∗ �� #3t � AÆ ∗ ,Å ∗ ]B

³W� � AÆ ∗ ,Å ∗ �!Å2 c 0,35!�

à l’abscisse x doit être ancrée avant cette même

amenée par le poteau se repartit sur le sol en une pression pu

réaction d’appui R située sur l’extrémité x de l’about de la semelle s’équilibre

B

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

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

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

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

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

B.

Détermination des aciers : méthode des moments

On admet une réaction uniforme du terrain, le moment externe au point C (voir figure ci-

dessus) est égal, selon le type de réaction du sol, à :

• È�� < ÉÊ§ + ¥, ËÌÉ¨Í�� = �ÎÏÎ

Figure 10.2.3.2.2 : cas ou 2e<b’/2 +0,35b

On a :

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

U��®Á = sÆC�� =³W�2 �!Å2 − 0,35!�0,9" = ³Æ2 �!Å2 − 0,35!�80,9" ∗ �!Å − 2.� = ³Æ�!Å − 0,7!�88 ∗ 0,9" ∗ �!Å − 2.�

defegsÆC = ³W� ∗ !Å2 − 0,35!2³W� = ³Æ ∗ !,2 − 0,35!!Å − 2.

B

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

• È�§� S ÉÊ§ + ¥, ËÌÉSoit le schéma ci-dessous :

On en déduit que :

10.2.3.3. Vérification au poinçonnement

L’euro code 2 impose de vérifier les semelles vis

caractérise la rupture d’une section de la semelle sous l’effet des efforts tranchants.

Figure


Génie civil

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

ËÌÉ¨Ð��ÏÑr � ÏÎ

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

Vérification au poinçonnement

de vérifier les semelles vis-à-vis du poinçonnement. En effet, le poinçonnement


Figure 10.2.3.3.1 : section de contrôle-poinçonnement

´� � U��®Á1w� � ³Æ ∗ �!Å c 0,7!�87,2" ∗ �!Å c 2.� ∗ 1w�

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

vis du poinçonnement. En effet, le poinçonnement


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Génie civil

La résistance au poinçonnement des semelles de poteau doit être vérifiée le long de

contours de contrôle situés au plus à 2d du nu du poteau et nécessite de dimensionner la

semelle pour la plus petite valeur de la résistance trouvée de cette manière. Le contour de

contrôle de référence notée u1 est celui qui correspond à une diffusion 2d.L e contour de

contrôle (ou section de contrôle) est la section dont la trace coïncide avec le contour de

contrôle et qui s’étend sur la hauteur utile d.

Figure 10.2.3.3.2 : section de contrôle-poinçonnement

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

aire (A):

²3 � 2! + 2� + 2�,´ = �! + 2,� ∗ � + �� + 2,� ∗ ! − !� + �,8 B • d est la hauteur utile de la semelle ; ρ est le pourcentage d’armature moyen. Le

cisaillement résistant vaut :

Avec :

Ò� = �Ò�,b ∗ ( ∗ �100P ∗ 1b�CE ∗ 2",

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defeg�Ò�,b = 0,18Qb ( = 1 + �200" ≤ 2A#34".$��B

On déduit de l’effort VEd apporté par le poteau, la réaction ∆VEd du sol situé à l’intérieur de

la zone de contrôle d’aire (A) qui se transmet directement. La contrainte de calcul devient :

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

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

par :

Avec

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

Tableau 10.2.3.3.1 : coefficient k’

10.2.4. Fondations à encuvements

La transmission des efforts du poteau au plot se fait, soit par l’intermédiaire de clés de

cisaillement (encuvement à parois nervurées), soit par butée contre butée (encuvement à

parois lisses ou rugueuses). Il faut assurer dans les deux cas la couture de la bielle entre

butée et contre butée dans le poteau.

-W� = W� − ∆ W�3� = W�,��3�

-W� ≤ -Ò�

1 + (Å sW� ∗ 3 W�,�� ∗ \

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Dans ce projet, on a porté notre choix

Elles sont plus faciles, pour la mise

négligeable donc d’économie.

Principe de calcul

Il convient d’effectuer le calcul au poinçonnement comme dans le cas d’un assemblage

poteau/fondation monolithique,

entre poteau et fondation.

Les efforts extérieurs au pied de poteau sont déterminés comme suit

• µ=0,70 : est le coefficient de frottement défini dans l’article 6.2.5 de l’eurocode2.

Ce coefficient dépend de la rugosité de l’interface.

• F1, F2 et F3 : efforts de compression (voir figure ci

• D1 et D2 sont définis dans la figure ci

Des trois équations ci-dessus, on déduit F

des efforts et du moment du poteau à sa fondation s'effectue sous forme d'efforts de

compression F 1, F 2 et F 3 au travers du béton de remplissage de l'encuvement d'une part et

des forces de frottement corresponda

dessous. Ce modèle nécessite de vérifier la condition


Génie civil

Figure 10.2.4.1: Fondations à encuvement

Dans ce projet, on a porté notre choix sur les fondations à encuvement à parois rugueux

s, pour la mise en œuvre. Ainsi, elles permettent un gain de temps non

.

Principe de calcul


poteau/fondation monolithique, sous réserve de vérifier la transmission du cisaillement

Les efforts extérieurs au pied de poteau sont déterminés comme suit :

: est le coefficient de frottement défini dans l’article 6.2.5 de l’eurocode2.

Ce coefficient dépend de la rugosité de l’interface.

: efforts de compression (voir figure ci-dessous)

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

dessus, on déduit F1, F2, et F3. En effet, on admet que la transmission


au travers du béton de remplissage de l'encuvement d'une part et

des forces de frottement correspondantes d'autre part, comme indiqué sur la Figure ci

dessous. Ce modèle nécessite de vérifier la condition ci-après :

encuvement à parois rugueux.

n gain de temps non


sous réserve de vérifier la transmission du cisaillement

: est le coefficient de frottement défini dans l’article 6.2.5 de l’eurocode2.

dessous. H est la hauteur de la semelle.

. En effet, on admet que la transmission


au travers du béton de remplissage de l'encuvement d'une part et

ntes d'autre part, comme indiqué sur la Figure ci-

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• L : étant la longueur de l’encuvement.

• H est la hauteur de la semelle.

Figure 10.2.4.2 : dimensionnement des encuvements

Vérification de la transmission du cisaillement

La transmission de l’effort normal est assurée par l’encuvement uniquement si :

W� ≤ Ò�� Avec :

R W� � U'�341,�.-.42I�,5.".5′.$�3-.�.$2 Ò�� ∗ 1b�� + � ∗ u� + P ∗ 1w�� sin � + �#�� < 0,5 ∗ - ∗ 1b� B Où :

• - = 0,6 ∗ Õ1 − aÖ×8��Ø1b.$sA, ∶Coefficient de réduction de la résistance.

• α est compris entre 45o et 90

o.

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

h ≥ 1,2ℎ

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• σn : est la contrainte engendrée par la force normale externe minimale à l'interface

susceptible d'agir en même temps que l'effort de cisaillement ; elle est positive en

compression, avec σn < 0,6 f cd, et négative en traction. Dans notre cas, on suppose σn

positive. Mais on la prendra nulle; ce qui réduit la résistance au cisaillement de

l’interface.

• 1b�� b� ∗ aÖÚ×,Û,ÛÜÝÖ = 1 ∗ C,ÞC,� = 1,2s¶,

• VEd : effort de cisaillement sur l’interface

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

D’où

ßàr� = áno â¥, ãÌ ∗ ä, §; ¥, Ì ∗ ¥, å ∗ °ä − §Ì§Ì¥± ∗ §Ìä, Ìæ = ¥, Ìã�ç¨

En choisissant le cas le plus défavorable pour la descente de charge verticale au niveau des

fondations, on trouve Fvd=560 kN à l’état limite ultime d’où :

W� = 0,560,95 ∗ �0,8 ∗ 4� = 0,18s¶, < Ò�� Donc, la transmission de cisaillement entre l’encuvement et le poteau est vérifiée. Ainsi, la

vérification au poinçonnement de la fondation à encuvement est identique à celle d’une

fondation traditionnelle.

Principe de ferraillage :

La transmission des efforts et du moment du poteau à sa fondation s’effectue sous forme

d’efforts de compression F1, F2 et F3 au travers du béton de remplissage de l’encuvement

d’une part et des forces de frottement correspondantes d’autre part comme indiqué sur la

figure 10.2.4.2

Le ferraillage de l’encuvement comprend des cadres horizontaux et des armatures verticales.

Il convient de porter une attention particulière aux points suivants :

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

traditionnelle

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• Dispositions constructives du ferraillage en partie supérieure, des parois de

l’encuvement vis-à-vis de F1, de la transmission de F1 le long des parois

latérales du plot

• Resistance au cisaillement du poteau dans l’encuvement

• Resistance au poinçonnement de la base de l’encuvement vis-à-vis des efforts

transmis par le poteau

Détermination de la section d’acier dans le plot

d’encuvement

Les cadres horizontaux supérieurs sont dimensionnés pour équilibrer l’effort F1. Soit As la

section d’acier horizontal dans chaque coté du plot :

Les armatures verticales disposées dans les angles sont dimensionnées pour reprendre

l’effort µ*F1. Soit Asz la section d’armature verticale : elle est donnée par la formule ci-

dessous :

J’ai réalisé un fichier Excel pour automatiser le dimensionnement des semelles et de leur

plot et calculé leur section d’acier nécessaire. Un exemple de calcul, pour la semelle S1, est

joint en annexe 3.

10.2.5. Système de liaison entre les semelles

Il permet de solidariser l’ensemble des semelles. Ainsi, il contribue à l’augmentation de la

rigidité des semelles vis-à-vis des efforts, surtout horizontaux. Dans ce projet, on a des

longrines tout autour du bâtiment. Par contre, nous ne jugeons pas l’utilité de la mise en

place de tirants sismiques. Nous justifierons nos choix dans les parties correspondant à

chaque élément de structure.

´� � U'2 ∗ 1w� ,-.�1w� = 1wQ� ; 1w = 500s¶,.25,5I�I2..5,2IK3.".5′,�I.4

´�À = � ∗ UC2 ∗ 1w�

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Longrines

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

équilibrer l’excentricité du chargement des fondations, excentricité due au vent latéral ou

aux imperfections géométriques. Dans ce projet, les longrines sont à 0,30 m par rapport au

niveau de référence (niveau supérieur de la dalle finie du hall3C : elles ne sont pas enterrées

complètement. Ainsi, elles serviront d’appui pour les murs coupe-feu et permettre la mise

en place du bardage tout autour du bâtiment. Elles sont aussi dimensionnées pour résister

en situation de projet sismique.

Les longrines recevant le mur coupe-feu ont une résistance au feu de 2 heures pour

permettre au mur de remplir sa fonction durant un incendie.

� Situation de projet sismique

Les études géotechniques ont montrées un sol de classe B (voir annexe 1). Donc, en

situation de projet sismique, les longrines sont dimensionnées pour résister à un effort de

traction ou de compression égal à:

Où :

• NEd : est la valeur moyenne de calcul des efforts axiaux agissant sur les éléments

verticaux assemblés en situation sismique. Dans ce projet, il ne s’agit que de charges

permanentes.

• α =0,163 : est le rapport de la valeur de calcul de l'accélération du sol pour le sol de

classe A, a g, à l'accélération de la pesanteur, g ;

• S=1,35 est le paramètre caractéristique de la classe de sol défini dans l'EN 1998-1

:2004, 3.2.2.2

� Situation de projet accidentelle : Resistance au feu

On utilise la méthode tabulée pour vérifier la résistance au feu (voir EC2-Partie3-art.5). En

effet, la structure est calculée « à froid » comme s’il n’y avait pas de calcul au feu. Mais, elle

doit satisfaire à certaines conditions minimales d’épaisseur de paroi et de distance de l’axe

0,3 ∝∗ � ∗ ³W� Selon l’EC8-Partie 7-art5.4.1.2

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des armatures au parement ex

tableaux.

Par exemple, la résistance au feu d

l’axe de leur armature au parement le plus proche est égale

coupe-feu entre le hall3C et le bâtiment existant

Tableau 10.2.5.1: Dimensions et distances de l'axe des armatures au parement minimales pour les poutres continues en béton armé et précontraint

Tirant sismique

Suite à des calculs minutieux, il est conclu qu’il

tirants parasismiques. En effet,

éléments verticaux sont pris en compte dans le choix de la rigidité de la fo

plan horizontal. Donc, la structure type pendule inversé n’est pas sensible aux déformations


Génie civil

exposé. La résistance au feu est obtenue par si

la résistance au feu des longrines de dimension 30x50 cm2 dont la distance de

l’axe de leur armature au parement le plus proche est égale à 3,6 cm et recevant le mur

hall3C et le bâtiment existant, est donnée par le tableau ci

Dimensions et distances de l'axe des armatures au parement minimales pour les poutres continues en béton armé et précontraint

Tirant sismique

des calculs minutieux, il est conclu qu’il n’est pas nécessaire de mettre en place des

tirants parasismiques. En effet, les effets des déplacements horizontaux relatifs entre les

éléments verticaux sont pris en compte dans le choix de la rigidité de la fo

la structure type pendule inversé n’est pas sensible aux déformations

par simple lecture de

dont la distance de

3,6 cm et recevant le mur

le tableau ci-dessous :

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

n’est pas nécessaire de mettre en place des

les effets des déplacements horizontaux relatifs entre les

éléments verticaux sont pris en compte dans le choix de la rigidité de la fondation dans son

la structure type pendule inversé n’est pas sensible aux déformations

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différentielles du sol. En fait, ces déformations en élongation / compression sont au

maximum de 4 cm sur la dimension du bâtiment. Cette valeur est introduite en excentricité

additionnelle dans les calculs des poteaux et des semelles. On a déterminé cette valeur avec

l’euro code 8 et le PS92.

� Déplacement du sol (dg) selon EC8 :

Selon EC8-Partie1-art3.2.2.4, le déplacement de calcul au niveau du sol d g, correspondant à

l'accélération de calcul au niveau du sol, peut être estimé à l'aide de l'expression suivante :

� Déplacement du sol (d) selon PS92 :

Le calcul de l’élongation/compression du sol sur la dimension du bâtiment, est donné par la

formule ci-dessous, selon le PS92 :

• d : déplacement différentiel dans une direction donnée entre deux points distants de

la longueur X horizontale. Elle est donnée par la formule ci-dessus en l’absence de

discontinuité mécanique ou topographique accusée.

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

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

mouvement sismique.

• LM=500 m (classe s1) : est la distance horizontale au-delà de laquelle les mouvements

des deux points peuvent être considérés comme indépendants.

• X=132m : longueur du bâtiment

• τ=1 : est le coefficient topographique.

" � ,Ä ∗ �1�/8 é ∗ ê = 2,957��,-.�é = ë�h� √2�,4ê ≤ h�

"6 = 0,025 ∗ ,6 ∗ � ∗ :b ∗ :?=3,375 cm

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

Site LM (m)

Horizontal Vertical

DM (m) 104η DM (m) 10

4η

S0 600 0,03 0,7 0,02 0,5

S1 500 0,05 1,4 0,03 0,7

S2 400 0,07 2,5 0,04 1,4

S3 300 0,09 4,2 0,05 2,4 Tableau 10.2.5.2: Valeurs caractéristiques (PS92 art.5.32)

Mur de quai niveleur

Le type de quai niveleur a été choisi par l’entreprise gros-œuvre, MADER. Elle est chargée de

sa préfabrication. Cependant, le mur quai niveleur type C, choisi par MADER, est validé par le

bureau d’études ICR. ICR s’est aussi chargée du ferraillage des murs. En effet, les murs

doivent résister aux efforts induits par les chariots lors du chargement d’un camion, par

l’intermédiaire du quai niveleur. Le mur de quai est joint en annexe 6.

Figure 10.2.5.1 : mur de quai

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Dallage

Le dallage du Hall3C et hall4D est sous-traité. Il sera entièrement réalisé par l’entreprise

TWIN TEC sise à rue jacqueline Aurial 67120 ALTORF.

Par contre, entre le hall existant, et le hall3-C, il y a un passage pour véhicules. Par

conséquent, si on liaisonne rigidement la dalle du hall existant et celle du hall3-C, il peut y

avoir une usure prématurée qui peut être due à un tassement différentiel du support des

deux dalles. Donc, on met un joint entre les deux dalles. C’est le même principe entre les

dalles du hall3C et hall4D. Un détail du mur coupe-feu montre le principe de cette jonction

(voir mur coupe-feu).

11. Quantitatif gros-œuvre

Apres le dimensionnement des éléments de structure en béton armé, j’ai procédé au calcul

du quantitatif de fer et d’acier pour les deux halls. Les tableaux ci-dessous donnent les

récapitulatifs des volumes de béton et du poids d’acier, respectivement, pour les halls 3C et

4D.

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INSERER TABLEAU RECAP.HALL3C

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INSERER TABLEAU RECAP.HALL4D

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12. Remarques générales et Critiques

De manière générale, la période de mon stage peut être divisée en trois parties : une phase

d’adaptation aux outils de l’entreprise et de recherche bibliographique, une phase de

dimensionnement et de réalisation de plans d’exécution et enfin une phase de suivi. En

effet, dans un premier temps, je me suis familiarisé aux outils informatiques (Cadwork,

Arche..) et documents techniques que l’entreprise a mis à ma disposition et qui m’a permis

de réaliser mon travail. Durant la phase dimensionnement et réalisation de plans

d’exécution, je jouissais d’une autonomie exceptionnelle. En effet, selon l’élément à

dimensionner, il s’agissait dans un premier temps d’identifier la méthode de calcul

appropriée conformément aux normes euro code. Bien entendu, je sollicitai régulièrement

mon maitre de stage en cas de doute, pour des éclaircissements. Cette méthode de travail

m’a vraiment permis de me familiariser un peu plus avec l’euro codes et l’annexe nationale

française.

La phase suivie m’a permis de voir mon travail. Ainsi, J’ai pu appréhender le décalage entre

le bureau et le chantier. Durant ces visites de chantier, j’ai eu, des fois, des remarques voire

des critiques sur les plans d’exécution de la part d’ouvriers expérimentés, que je compte,

bien sûr, capitaliser pour ma future expérience.

Enfin, personnellement, je pense que l’entreprise ICR peut améliorer son système de gestion

pour les retours d’expérience. En effet, la capitalisation de ces expériences peut le rendre

plus efficient. En fait, cette capitalisation peut aider à l’amélioration de la qualité du service

et à la formation du nouveau personnel et/ou stagiaire de l’entreprise.

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13. Conclusion

Mon projet de fin d’études a porté sur « l’intégration de la compétence béton dans le

bureau d’études ICR », à travers un projet de construction d’un hall industriel à Bartenheim.

En effet, il s’agit de la modélisation et du dimensionnement de structures du hall industriel

BIHR à Bartenheim. Cette étude s’est déroulée au sein de l’entreprise ICR (Ingénierie

Conception et Réalisation), située à Colmar et a été orientée autour de trois axes principaux.

La première partie est caractérisée par une recherche bibliographique et à l’adaptation aux

outils de travail de l’entreprise. Cette étape m’a permis d’enrichir les moyens nécessaires

pour mener à bien mon projet.

J’ai aussi pu acquérir des compétences sur le logiciel DAO (Dessin assisté par ordinateur)

Cadwork et le logiciel structure Arche. En effet, l’analyse des plans d’architecte pour le

dimensionnement du hall et la réalisation des plans d’exécution a été effectuée avec le

Cadwork. Le logiciel Arche-structure m’a permis de vérifier les sections d’acier des éléments

en béton.

La seconde partie de mon projet portait sur l’étude statique et sismique du bâtiment

commercial. Avec les descentes de charges (permanente, vent, neige…), on a pu

dimensionner la charpente en bois. Ensuite, nous nous sommes attelés aux

dimensionnements de la structure en béton : poteaux et semelles.

Les poteaux en béton sont dimensionnés en utilisant la méthode de la rigidité nominale

conformément à l’euro code 2 et l’annexe nationale française. Les effets du second ordre

sont pris en compte dans le dimensionnement des éléments verticaux. Enfin, pour les

fondations, après avoir analysé, le contexte géotechnique du site, on a opté pour des

fondations superficielles.

Le dimensionnement des semelles a d’abord été réalisé sous cas de charges statiques. Les

fondations ont ensuite été vérifiées et adaptées en fonction des résultats du calcul sismique.

L’étude sismique a, des fois, contraint à augmenter la superficie des fondations

superficielles.

Des longrines permettent de solidariser les semelles tout autour du bâtiment. L’interaction

sol-structure étant pris en compte dans la rigidité des semelles, il n’y a pas lieu de mettre en

place des tirants sismiques.

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Des murs coupe-feu ont été placés entre les halls conformément aux normes en vigueur. La

résistance au feu des murs sont de 2h. Ces murs reposent sur des longrines qui ont une

résistance au feu de 2h.

A la troisième phase de ce projet de fin d’études, j’ai pu effectuer un peu de suivi de

chantier. Ces visites de chantier m’ont permis de concilier, en quelque sorte, la théorie et la

pratique. C’était aussi une occasion pour moi d’échanger avec les personnels de chantier et

ainsi m’améliorer.

Un cahier d’annexe pour les notes de calcul et les plans d’exécution est joint à ce rapport.

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BIBLIOGRAPHIE :

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

Eyrolles

[2] Thonier HENRY.-« Conception et calcul des structures de bâtiment ». Presses des Ponts et

Chaussées (tome 7)

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

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

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

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

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

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

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ANNEXES :

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

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

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

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Annexe 4 : Plans de contreventement Hall3C et Hall4D

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Annexe 5 : Plans de fondation

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Annexe 6 : Choix quai niveleur

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