VERIFICATION DE LA CHARPENTE EXISTANTE AUX SOLLICITATIONS CLIMATIQUES

setec bâtiment

Immeuble Central Seine 42-52, quai de la Rapée – CS 71230 75583 Paris Cédex 12 Tél. 33-(0)1 8251 6304 Fax. 33-(0)1 8251 6989

LOT 3 – CHARPENTE METALLIQUE

VERIFICATION DE LA CHARPENTE EXISTANTE AUX SOLLICITATIONS CLIMATIQUES

03 Janvier 2013

DIAG

STR

XD -ESBANM - Vérification existant - 03.01.2013

CONSTRUCTION DE L’ECOLE DES BEAUX-ARTS DE NANTES METROPOLE

27564 ESBANM Vérification de la charpente existante

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setec bâtiment XD -ESBANM - Vérification existant - 03.01.2013 /28

Rév. Modifications Établi par Vérifié par 0 Première édition X. Duchatel A. Berrazeg A. Xueref

SOMMAIRE

1. PREAMBULE ......................................... ....................................................................... 3

2. HYPOTHESES DE CALCUL .............................. ........................................................... 4

2.1 REFERENTIEL NORMATIF .................................................................................................. 4

2.2 MATERIAUX ...................................................................................................................... 4

2.3 CHARGES PERMANENTES ET CHARGES D ’EXPLOITATION .................................................... 4

2.4 CHARGES CLIMATIQUES .................................................................................................... 4

2.4.1 Neige .............................................................................................................................. 4

2.4.2 Vent ................................................................................................................................ 5

2.5 CALCUL THERMIQUE ......................................................................................................... 5

2.6 COMBINAISONS DE CHARGES ............................................................................................ 6

2.7 VERIFICATION DE LA STRUCTURE ...................................................................................... 7

3. ANALYSE DE LA STRUCTURE LONGITUDINALE ............. ........................................ 8

3.1 DESCRIPTION DE LA STRUCTURE ....................................................................................... 8

3.2 VERIFICATION DES ELEMENTS DE CHARPENTE ................................................................... 8

3.2.1 Palées de stabilité .......................................................................................................... 8

3.2.2 Eléments de contreventement ..................................................................................... 10

3.2.3 Poteaux inférieurs ........................................................................................................ 11

3.2.4 Poteaux supérieurs ...................................................................................................... 12

3.2.5 Fermettes ..................................................................................................................... 14

3.2.6 Pignons ........................................................................................................................ 17

3.3 VERIFICATION DES APPUIS .............................................................................................. 17

3.3.1 Soulèvement ................................................................................................................ 17

3.3.2 Conclusion ................................................................................................................... 19

4. ANALYSE DE LA STRUCTURE TRANSVERSALE .............. ..................................... 20

4.1 DESCRIPTION DE LA STRUCTURE ..................................................................................... 20

4.2 VERIFICATION DES ELEMENTS DE CHARPENTE ................................................................. 20

4.2.1 Poteaux inférieurs ........................................................................................................ 20

4.2.2 Poteaux supérieurs ...................................................................................................... 22

4.2.3 Membrures des treillis .................................................................................................. 23

4.2.4 Montants et diagonales des treillis ............................................................................... 25

4.3 VERIFICATION DES APPUIS .............................................................................................. 26

5. CONCLUSION ............................................................................................................. 28


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1. PREAMBULE

Dans le cadre de la mission de diagnostic de la charpente existante, le titulaire du marché AEC avait pour mission, outre l'analyse visuelle et qualitative, la vérification par le calcul de la charpente métallique existante. Suite à diverses observations et remarques, il s'est avéré que AEC était dans l'incapacité de mener à bien sa mission de calcul. Setec Bâtiment a pris à sa charge l'établissement de cette vérification par le calcul de la tenue de charpente métallique sous charges statiques et dynamiques. L’objet de la présente note est de présenter la vérification de la charpente existante sous charges climatiques. Ce type de sollicitations a été identifié comme le plus défavorable pour la structure en comparaison des sollicitations sismiques (voir note technique d’évaluation des effets du séisme et du vent du 18/12/2012). Les calculs sont menés sur des modèles simplifiés en 2 dimensions au vu de la structure répétitive et découplée des halles. Les modèles 2D sont extraits d’un modèle global 3D qui sert également de contrôle et permettra d’observer d’éventuelles redistributions d’effort dans la structure. Conformément aux recommandations du bureau de contrôle à la suite de la réunion de 12/12/2012, la situation de calcul correspond à la configuration de projet des halles 4 et 5. La modélisation tient donc compte de la dépose des halles 3 et 6bis et modifications des façades et toitures.


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2. HYPOTHESES DE CALCUL

2.1 REFERENTIEL NORMATIF

Les charges climatiques sont déterminées selon les règles NV65 modifiées 2009. La vérification de la charpente existante est menée selon les règles CM66. Le choix de ces règles a été recommandé par Bureau Veritas en raison de l’ancienneté de la charpente. 2.2 MATERIAUX

Le diagnostic de la charpente métallique existante effectué par AEC (rapport daté du 15/10/2012) a conclu à un acier de nuance S235. Le calcul de la valeur caractéristique de la limite d’élasticité des aciers selon les prescriptions de l’Annexe A de l’EC3.1-3 (Règles supplémentaires pour profilés formés à froid) prenant en compte la dispersion des résultats et leur écart-type aboutit à une valeur de 256 MPa. Cependant pour tenir compte de l’ancienneté et de l a différence de fabrication des aciers de charpente il a été recommandé par Bureau Veritas de retenir une valeur plus faible et de limiter la contrainte en traction à 200MPa. Le coefficient partiel pour l’acier est γM0 = 1,0. 2.3 CHARGES PERMANENTES ET CHARGES D ’EXPLOITATION

Le poids propre de l’acier de charpente sera pris à 78,5 kN/m3. Sur l’ensemble de la toiture il sera pris une surcharge permanente de 0,20 kN/m² comprenant le complexe de toiture, câbles et différents équipements toujours accrochés à la charpente. Sur l’ensemble des façades, la surcharge permanente est prise à 0,20 kN/m² La toiture n’étant pas accessible, il n’est pas pris de charge d’exploitation. 2.4 CHARGES CLIMATIQUES

Les charges climatiques sont déterminées selon les règles NV65 modifiées 2009. 2.4.1 Neige

La ville de Nantes se trouve selon le zonage de ces règles en région A1 de neige correspondant à une charge normale au sol de 35 daN/m². Il sera tenu compte de cette charge ainsi que de l’effet d’accumulation de neige dans les noues des sheds comme illustré ci-dessous (Article 3,33), avec des de pn1 et pn2 sont respectivement de 55 daN/m² et 12.5 daN/m² :


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2.4.2 Vent

La ville de Nantes se trouve en région 3 de vent selon le zonage en vigueur, correspondant à une pression dynamique de base normale de 75 daN/m². La pression dynamique de vent extrême est quant à elle de 131 daN/m². Le vent extrême sera pris en compte en situation accidentelle. De nombreux cas de vent peuvent être pris en compte, afin de simplifier l’étude il a été choisi de ne retenir que les deux cas les plus dimensionnants au regard des efforts horizontaux et des efforts verticaux (écrasement et soulèvement). Afin de prendre en compte l’ouverture importante des façades prévues dans le projet (possibilité d’ouverture complète de la façade du parvis au droit du pignon Est, bandeau ouvert sur les façades nord et sud jusqu’à 4m de haut) et de considérer des efforts « enveloppe », les deux cas suivants ont été considérés :

- Cas d’écrasement : façades considérées fermées (µ ≤ 5), espace intérieur de dépression. La direction de vent générant les plus grands efforts horizontaux et verticaux est la direction Est-Ouest.

- Cas de soulèvement : façades considérées ouvertes (µ ≥ 35), la libre circulation du vent dans

les halles induisant des coefficients nets de pression importants sur les parois et les toitures. Le vent le plus dimensionnant dans cette configuration est le vent Nord-sud (ou inversement).

Les dimensions des halles aboutissent à un coefficient γ0 de 1,0 pour un vent normal aux pignons (Sb ou Sb’) et de 0,85 pour un vent normal aux long-pans (Sa). Les différents coefficients de pression applicables sont résumés ci-dessous. Les conventions de signe sont : une valeur positive correspond à une pression sur la paroi, une valeur négative à une succion.

Emplacement ce - c i

Vent Est-Ouest (X - écrasement)

Vent Nord-sud (Y – soulèvement)

Façade au vent 1,00 1,10 Façades sous le vent -0,10 -1,10 Premier et dernier versants de toiture à 60° 0,68 - 1,30 Premier et dernier versants de toiture à 30° -0,08 -1,30 Versants de toiture à 60° 0,56 -1,30 Versants de toiture à 30° -0,01 -1,30

2.5 CALCUL THERMIQUE

Le calcul de dilatation thermique avec gradient de température ne sera pas pris en compte dans la vérification de la charpente existante.


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En effet, bien que les différents relevés visuels (par AEC ou Setec) n’aient pas trouvé de joint de dilatation dans la charpente, un plan de la partie des halles construite en 1947 fait état d’un joint entre la charpente existante (à cette époque) et la partie neuve à construire (voir extrait du plan ci-dessous). Ce joint est en tout état de cause un joint dilatation, ce qui semble nécessaire au vu de la longueur des halles (160m).

Par ailleurs, lors du traitement de la charpente il sera possible de créer ce joint afin de s’affranchir d’effets significatifs de la température sur la structure. 2.6 COMBINAISONS DE CHARGES

Les combinaisons utilisées sont celles mentionnées dans les règles CM66 utilisant les différents coefficients de pondération donnés. Le poids propre et les surcharges permanentes de la charpente ne seront pas affectés de coefficient de pondération lorsque leur effet sera favorable (cas du soulèvement de la structure). Les différents cas et combinaisons sont récapitulés ci-dessous :

G Poids propre et surcharges permanentes N Neige

VX Vent normal Est-Ouest (écrasement) VY Vent normal Nord-Sud (soulèvement)

VEX Vent extrême Est-Ouest (écrasement) VEY Vent extrême Nord-Sud (soulèvement)

Combinaisons ELU : Etat Limite Ultime

� 1,33 G + 1,5 N � 1,33 G + 1,5 VX � 1,0 G + 1,5 VY � 1,33 G + 1,42 N + 1,42 VX � 1,0 G + 1,42 N + 1,42 VY


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Combinaisons ELA : Etat Limite Accidentel � 1,0 G + 1,0 VEX � 1,0 G + 1,0 VEY

2.7 VERIFICATION DE LA STRUCTURE

Conformément aux règles CM66, les contraintes seront limitées dans les barres selon : - Traction : σ ≤ σe = 200 MPa (§3.1 CM66)

- Cisaillement : τ ≤ σe / 1,54 = 130 MPa (§3.3 CM66)

- Compression – flambement simple : σ ≤ kσe où k est le coefficient de flambement de la pièce

(§3.4 CM66). Les profilés dont les contraintes dépasseront ces valeurs devront être remplacés ou renforcés. Les déplacements horizontaux seront limités au 300è de la hauteur. Il conviendra de mettre en œuvre un renforcement approprié au cas où cette limite serait dépassée.


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3. ANALYSE DE LA STRUCTURE LONGITUDINALE

3.1 DESCRIPTION DE LA STRUCTURE

La structure longitudinale est composée en partie inférieure de poteaux doubles raidis par des éléments en croix ou en K et les rails de pont roulant qui participent à la stabilité de l’ensemble. Le contreventement est assuré par deux palées et une demi-palée de stabilité, qui étaient également utilisées auparavant comme culées pour reprendre les efforts de freinage des ponts roulants. Les poteaux doubles sont surmontés en partie supérieure d’un poteau simple, avec entre ces poteaux une charpente de toiture en shed avec fermettes en treillis.

Les files sont comptées d’Ouest en Est, avec la file 1 située au droit de la rue Arthur III, et la file 28 au droit de la halle 3 actuelle. Nota : dans les graphiques présentés dans les sections suivantes, des valeurs négatives (resp. positives) correspondent à une compression (respectivement une traction) ou une résultante des efforts vers le bas (respectivement vers le haut). 3.2 VERIFICATION DES ELEMENTS DE CHARPENTE

3.2.1 Palées de stabilité

3.2.1.1 Vérification

Les contraintes de traction et de compression dans les palées de stabilité sont suffisamment faibles pour ne pas avoir à renforcer ces éléments. Le graphique ci-dessous montre l’enveloppe des contraintes pour toutes les combinaisons. Comme on pouvait s’y attendre, la palée située aux files 18-19 est la plus chargée.


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Par ailleurs, les liens des éléments principaux de section plus faible (cornières 70*70*7) présentent également des contraintes en compression suffisamment faibles pour ne pas avoir de flambement (voir graphique avec enveloppe de contraintes de compression dans ces éléments).

3.2.1.2 Conclusion

Il n’est pas nécessaire de renforcer les éléments de charpente des palées de stabilité.


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3.2.2 Eléments de contreventement


Ces éléments de contreventement sont composés de profilés de faible section (UPN120) d’inertie faible hors de leur plan, ce qui induit une contrainte critique faible. Certains de ces profilés ont des contraintes de compression trop fortes et peuvent flamber comme on peut le voir ci-dessous. Les profilés en bleu sont à renforcer, lorsque la contrainte de compression dépasse 22 MPa (voir calcul).

3.2.2 - Eléments de contreventement en croix UPN 120 Contrainte dans la pièce σ 22 MPa Longueur de flambement l 4,00 m Section de la pièce A 17,0 cm²

Inertie selon l'axe faible I 43,2 cm4 Rayon de giration i 0,016 m Elancement de la section λ 251 m

Contrainte critique d'Euler σk 31 MPa Coefficient de flambement k 8,55

Contrainte limite k*σ 188 MPa Les diagonales sont assemblées sur les poteaux au moyen de supports qui sont généralement des profilés de section faible, assemblés sur les semelles ou sur des cornières au droit de l’âme. Les efforts transmis par les diagonales sont relativement faibles et se compensent horizontalement (sauf au niveau des pignons) aussi les contraintes de cisaillement dans ces éléments sont acceptables (voir graphique suivants). Néanmoins les appuis proches du pignon Est ont des valeurs élevées et pourront éventuellement faire l’objet d’un renforcement selon les travaux effectués sur le pignon.


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3.2.2.2 Conclusion

Il n’est pas nécessaire de renforcer les contreventements en croix ou en K, à l’exception de ceux situés aux files 1, 5, 6, 27, 28. On accordera une attention particulière aux appuis de diagonales situées au niveau des pignons lorsqu’il n’y a pas de contreventement de l’autre côté du poteau pour compenser l’effort tranchant horizontal. 3.2.3 Poteaux inférieurs


Les poteaux inférieurs présentent des contraintes suffisamment faibles pour ne pas nécessiter de renforcement. On note bien les contraintes nettement plus fortes au niveau du pignon Est où l’absence de contreventement de type palée de stabilité fait pleinement fonctionner la structure en portique, imposant une sollicitation plus importante en flexion des poteaux.


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3.2.3 - Poteaux inférieurs IPN280 Contrainte dans la pièce σ 100 MPa Longueur de flambement l 7,00 m Section de la pièce A 61,0 cm²

Inertie selon l'axe faible I 7 590,0 cm4 Rayon de giration i 0,112 m Elancement de la section λ 63 m


Contrainte limite k*σ 118 MPa 3.2.3.2 Conclusion

Il n’est pas nécessaire de renforcer les poteaux inférieurs. 3.2.4 Poteaux supérieurs


La partie supérieure des poteaux est constitué d’un poteau de section composite en I, d’âme et de semelles très fines (7 et 6mm respectivement). Leur inertie est grande selon l’axe transversal des halles (pour fonctionner en portique avec les treillis verticaux) mais très faible selon l’axe longitudinal. Ils ne peuvent reprendre que des moments très faibles et l’augmentation des efforts de vent longitudinaux les sollicite de façon importante. Il faudra impérativement trouver des dispositions pour augmenter leur inertie dans le sens longitudinal ou ajouter des profilés diagonaux comme entre les files 15 et 28. On peut voir sur le graphique suivant des contraintes dans ces poteaux que la partie des halles avec des diagonales ils sont beaucoup moins sollicités (les efforts horizontaux ne sont pas transmis à l’ossature inférieure par flexion mais via les diagonales qui reprennent des efforts axiaux importants). Les poteaux avec des efforts en bleu sont sollicités au-delà de leur limite (en compression ou en traction).


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On s’aperçoit que les diagonales situées entre les fermettes et les rails de pont roulant ont des contraintes suffisamment faibles pour ne pas nécessiter de renforcement à l’exception de celle située au niveau du pignon Est.

3.2.4.2 Conclusion

Il est nécessaire de renforcer les poteaux supérieurs au niveau des pignons et de la file 1 jusqu’à la file 12. Une solution évitant un renforcement systématique des poteaux pourrait être d’ajouter des diagonales régulièrement sur toute la longueur des halles afin de les décharger.


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Les diagonales supérieures n’ont pas besoin d’être renforcées à l’exception de celle située au pignon Est. 3.2.5 Fermettes


La situation des fermettes est différente selon les files. On peut distinguer la zone où les façades sont maçonnées jusqu’au rampant de toiture (files 1 à 10) du reste des fermettes où un treillis est présent. Dans le cas des façades maçonnées, il conviendra de remplacer les profilés restant après dépose des maçonneries par des fermettes équivalentes à celles des autres files. En effet les contraintes et les déplacements sont trop importants sans renforcement comme on peut le voir ci-dessous.


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Le comportement des autres fermettes est cependant satisfaisant puisque les contraintes sont assez faibles pour ne pas dépasser les limites en traction et en compression, à l’exception de celle du pignon Est où les sollicitations de vent sont plus importantes et la rupture de continuité induit des contraintes plus élevées.

3.2.5 - Fermettes 2 CE405 Contrainte dans la pièce σ 36 MPa Longueur de flambement l 2,40 m Section de la pièce A 7,6 cm²



Contrainte limite k*σ 200 MPa


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Les membrures supérieures des fermettes sont cependant de sections très faibles et les contraintes sont élevées au droit des intersections avec les diagonales. Les goussets permettent peut-être de s’affranchir de ces contraintes élevées et il conviendra d’étudier ce point plus en détail.

Les membrures inférieures ont généralement des contraintes suffisamment faible pour ne pas nécessiter de renforcement, à l’exception du pignon Est et au droit des chéneaux. Les goussets et les assemblages au droit des chéneaux permettraient éventuellement de reprendre ces fortes contraintes, il convient d’étudier ce point plus précisément.


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3.2.5.2 Conclusion

Il est nécessaire de renforcer l’ensemble des fermettes jusqu’à la file 12. Il est également nécessaire de renforcer toutes les membrures supérieures et les membrures inférieures au droit des chéneaux. Une optimisation pourrait être possible en étudiant l’influence des goussets sur la répartition et la transmission des contraintes dans les sections. La fermette au droit du pignon Est devra être renforcée. 3.2.6 Pignons

On s’aperçoit en étudiant les différents résultats qu’il y a des déplacements et des efforts plus importants au niveau des pignons et notamment du pignon Est (au droit de l’actuelle halle 3). Les halles 4-5 étant actuellement appuyées sur la halle 3, les efforts de vent sur les halles 4-5 seront modifiés et amplifiés de manière importante, notamment sur cette façade. Il n’y a actuellement pas de système de contreventement spécifique à cet endroit, comme on peut trouver les palées de stabilité aux files vers l’Ouest. Par conséquent les déplacements sont importants et il est souhaitable de mettre en œuvre un renforcement et notamment d’ajouter un système de contreventement plus performant au niveau du pignon. 3.3 VERIFICATION DES APPUIS

3.3.1 Soulèvement

Le cas de vent de soulèvement tire le bâtiment vers le haut de façon uniforme et le soulèvement de la structure globale est facilement compensé par le poids propre de la structure et celui des fondations. Ci-dessous est détaillé le processus de calcul qui permet de le montrer :


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Au vu des résultats, le cas le plus défavorable pour les appuis est celui de vent longitudinal (écrasement). On se rend compte que les importants efforts horizontaux en combinaison accidentelle sont alors repris en traction/compression par la palée située aux files 18-19 occasionnant des efforts de soulèvement importants. Les efforts de soulèvement sur la palée sont de l’ordre de 400kN, ce qui dépasse le poids propre du massif de fondations. Le poids d’un massif de fondation, en se référant aux plans de l’existant retrouvés aux archives, est de l’ordre de 20T (massifs trapézoïdaux de section 1,3*1,3m² en tête et 3*4m² en pied).


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Si l’on considère que ce massif est soulevé, les efforts sont redistribués dans la structure. Le modèle de calcul a été relancé en supprimant le point d’appui qui se soulevait. On se rend compte que des appuis des trois palées subissent un soulèvement l’un après l’autre après itération du processus. Une fois que ces trois appuis sont désactivés, les efforts sont redistribués sur la structure, occasionnant des efforts de soulèvement sur un certain nombre d’appuis. Ces efforts restent cependant en deçà du poids propre d’un massif de fondations, ce qui montre que la stabilité globale du bâtiment n’est pas affectée.

3.3.2 Conclusion

Même en cas de vent accidentel occasionnant des efforts horizontaux élevés, il n’y a pas de soulèvement global ou de perte de stabilité de la structure. Pour pallier à la redistribution des efforts en cas de soulèvement d’un massif de fondations, il conviendra cependant de renforcer l’ensemble des la charpente au droit des files adjacentes à celles des palées de stabilité ; soit les files 1-3, 4-7, 17-20.


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4. ANALYSE DE LA STRUCTURE TRANSVERSALE

4.1 DESCRIPTION DE LA STRUCTURE

Le contreventement transversal des sheds est assuré par les portiques transversaux constitués des poteaux doubles inférieurs, des poteaux supérieurs et des poutres treillis en faîtage. Les treillis secondaires inclinés n’ont généralement pas de membrure basse et ont plutôt vocation à assurer une meilleure distribution des efforts de vent sur la toiture à la charpente qu’à fonctionner comme contreventement.

4.2 VERIFICATION DES ELEMENTS DE CHARPENTE

La dépose de la halle 6bis et de la halle 3, ainsi que l’ouverture des façades au niveau du sol induit une forte augmentation des efforts transversaux de vent. Les éléments de charpente sont donc assez fortement sollicités comme on peut le voir dans les sections suivantes. 4.2.1 Poteaux inférieurs


Les efforts horizontaux transversaux du vent sont repris en traction-compression par les poteaux doubles inférieurs. La façon dont les poteaux sont disposés fait que l’axe de forte inertie des membrures (HEB280 ou IPN280 ou équivalents) est l’axe longitudinal des halles. Par conséquent dans le plan transversal le fait de former des poteaux doubles en treillis leur confère une grande inertie, et chacune des membrures a également une forte inertie dans le plan longitudinal. Malgré les fortes contraintes de compression, cela empêche le flambement et permet de ne pas devoir les renforcer. Les liaisons des poteaux inférieurs ont une longueur de flambement suffisamment faible pour éviter tout risque. Les contraintes sont acceptables dans ces liaisons.


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4.2.1.2 Conclusion

Il n’est pas nécessaire de renforcer les poteaux inférieurs.


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4.2.2 Poteaux supérieurs


Les poteaux supérieurs travaillent en flexion pour redescendre les efforts de vent dans les poteaux inférieurs. Les poteaux en façade sont suffisamment pour résister aux sollicitations au vu de leur enveloppe de contrainte. On voit au contraire que le poteau supérieur central est insuffisant pour reprendre les efforts de vent des combinaisons les plus défavorables. Ces contraintes très importantes se situent à sa base, cependant le poteau est relié aux rails de ponts roulants à cet endroit ce qui pourrait permettre de reprendre plus efficacement le moment d’encastrement à ce niveau. Une étude plus précise de cette zone, permettrait éventuellement d’optimiser le renforcement de la base des poteaux centraux.

Par ailleurs, le moment d’encastrement à la base du poteau supérieur central induit des contraintes également très élevées dans les plats de répartition des efforts en tête des poteaux inférieurs, qu’il conviendra également de renforcer.


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4.2.2.2 Conclusion

Les poteaux centraux et les plats de répartition des efforts en tête des poteaux inférieurs doivent être renforcés. Les poteaux supérieurs en façade ne nécessitent pas de renforcement. 4.2.3 Membrures des treillis


Les membrures supérieures des treillis transversaux sont très sollicitées et ont des contraintes élevées, notamment au droit des intersections avec les montants et les diagonales. Ces contraintes pourraient être reprises par les goussets présents à ces intersections. Cependant en travée les contraintes de traction et de compression sont trop généralement trop importantes et il conviendra dans tous les cas de renforcer les profilés pour éviter leur rupture.

4.2.3 - Membrures supérieures IPN120 Contrainte dans la pièce σ 121 MPa Longueur de flambement l 4,60 m Section de la pièce A 14,2 cm²





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Les membrures inférieures des treillis devront être ponctuellement renforcées afin d’éviter le flambement comme on peut le voir ci-dessous (parties bleu).

4.2.3 - Membrures inférieures 2L 80*80*8 Contrainte dans la pièce σ 35 MPa Longueur de flambement l 4,90 m Section de la pièce A 24,6 cm²





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4.2.3.2 Conclusion

Les membrures supérieures et inférieures devront être renforcées. 4.2.4 Montants et diagonales des treillis


Les montants des treillis ont des contraintes suffisamment faibles pour ne pas nécessiter de renforcement.

Au contraire, les diagonales sont très sollicitées et leur grand élancement limite fortement les contraintes admissibles. Il conviendra de les renforcer comme on peut le voir ci-dessous :


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4.2.4.2 Conclusion

Les diagonales des treillis principaux devront être renforcées. Les montants ne nécessitent pas de renforcement particulier. 4.3 VERIFICATION DES APPUIS

Les poteaux inférieurs sont encastrés aux massifs de fondations dans la direction transversale. L’encastrement est réalisé par la mise en place de deux appuis simples, et le moment d’encastrement est traduit en traction compression puisque chacune des membrures des poteaux est articulée en pied. Le cas de vent VY accidentel de résultante horizontale importante induit alors un moment élevé dans ces fondations comme on peut le voir ci-dessous. Le moment est le plus élevé au niveau du poteau triple central, où on a M = 767*0,9 – (-620*0,9) soit M = 1250 kN.m. La résultante des efforts vaut N = 767+27-620 = 175 kN (dirigé vers le haut). On voit donc que l’effort de soulèvement est compensé par le poids propre de la fondation, la résultante totale étant proche de 0.


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En considérant la base du massif de fondation de largeur B = 3m et L = 4m, le diagramme de contrainte de réaction du sol est triangulaire et symétrique par rapport à l’axe du massif de fondations. Il n’y a donc pas de soulèvement mais il convient de vérifier la contrainte du sol portant le massif de fondation. La contrainte du sol σ est alors donnée par σ*L/2*B*(L/2-L/3) = M d’où on tire une contrainte du sol de : σ = (12*M)/(B*L²) soit σ = 310 kN/m². Cette contrainte correspond à une combinaison de charges accidentelle, qui doit être comparée à la contrainte admissible ELU du sol soit 1,5*0,2 MPa = 300 kN/m². On en déduit donc que les efforts sont acceptables pour le sol et que des renforts de fondations ne sont pas à prévoir.


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5. CONCLUSION

Le présent rapport constitue le rapport de diagnostic quantitatif de la charpente métallique venant compléter le diagnostic qualitatif de la structure existante réalisé par AEC. Contrairement à ce qu’on aurait pu penser compte tenu de l’activité qui s’y déroulait et l’utilisation quotidienne de ponts roulants, l’étude faite montre qu’un nombre important de réparations et de renforcements devront être réalisés afin d’assurer la stabilité et la pérennité de la charpente existante sous les sollicitations climatiques avec les hypothèses prises décrites au paragraphe 2 et convenues avec le bureau Véritas lors de la réunion du 12/12/2012. La dépose des halles 3 et 6bis, ainsi que l’ouverture des façades et la dépose des maçonneries induisent des efforts importants au niveau des pignons et accentue le risque de soulèvement des fondations. Les membrures et les diagonales des treillis transversaux, ainsi que les membrures des fermettes longitudinales devront être renforcées pour résister aux efforts de pression et de succion générés. On trouvera ci-dessous un récapitulatif des éléments à renforcer ou à remplacer :

- Pieds de poteaux ainsi que tous les éléments corrodés - Pignon Est (ensemble) - Contreventement en K ou croix files 1, 5, 6, 27, 28 - Poteaux supérieurs entre les files 1 et 12 - Fermettes entre les files 1 et 12 - Membrures supérieures des fermettes - Membrures inférieures des fermettes au droit des chéneaux - Renforcement de l’ensemble de la structure des files 1-3, 4-7, 17-20 - Poteaux supérieurs centraux - Membrures supérieures et inférieures des treillis principaux - Diagonales des treillis principaux

Une estimation sera réalisée par la Maîtrise d’œuvre sur la base de ces résultats dans le cadre du projet en approchant les gains potentiels sur certaines membrures grâce à la présence de goussets. Par ailleurs, il est à noter que des études d’exécution devront être réalisées par l’entreprise qui sera titulaire du lot de renforcement de la charpente existante. L’entreprise sera en charge de l’appréciation des conditions de réalisation ainsi que du calcul des assemblages en étudiant notamment l’influence des goussets sur la répartition des contraintes dans les différents éléments de charpente.

VERIFICATION DE LA CHARPENTE EXISTANTE AUX SOLLICITATIONS CLIMATIQUES

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