PROJET DE FIN D’ETUDEConception et calcul d’un complexe sportif en construction métallique : « Espace Loisirs » Auteurs : Frédéric Eisele et Christophe Foulquier INSA de Strasbourg, Elèves en cinquième année à l’INSA de Strasbourg, Génie civil Tuteur entreprise : Pierre Duquesnay, SEDIME S.A. Tuteurs INSA : Claude Schaeffer et Freddy Martz F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Sommaire Remerciements ______________________________________________________ 4 Introduction _________________________________________________________ 5 1 2 Présentation de l’entreprise SEDIME _________________________________ 6 Présentation du projet _____________________________________________ 7 2.1 2.2 2.3 Les intervenants principaux___________________________________________ 8 Démarche conceptuelle ______________________________________________ 9 Le bâtiment et la structure porteuse. ___________________________________ 9 3 Conception des Structures ________________________________________ 10 3.1 3.2 3.3 3.4 3.5 3.6 Portiques _________________________________________________________ 10 Assemblages ______________________________________________________ 11 Contreventements __________________________________________________ 11 Montage __________________________________________________________ 12 Bâtiment principal __________________________________________________ 12 Hall de sport_______________________________________________________ 13 4 Stabilité de la structure ___________________________________________ 17 4.1 4.2 Bâtiment principal, cours collectifs et piscine ___________________________ 17 Contreventement du Hall de sport_____________________________________ 30 5 6 7 Couverture et bardage ____________________________________________ 31 Planchers ______________________________________________________ 32 Hypothèses de charges ___________________________________________ 35 7.1 7.2 7.3 7.4 7.5 Charges permanentes_______________________________________________ 35 Charges d’exploitations _____________________________________________ 35 Charges de vent ___________________________________________________ 35 Charges de neige __________________________________________________ 38 Action sismique____________________________________________________ 42 8 9 Dimensionnement des éléments de la structure _______________________ 44 Vérification au feu _______________________________________________ 54 9.1 9.2 9.3 9.4 9.5 9.6 Réglementation relative aux ERP _____________________________________ 55 Influence de la prise en compte de la vérification au feu __________________ 55 Méthode de vérification _____________________________________________ 56 Résultats pour les poutres à l’étage 1 du portique de la file 4. _____________ 59 Résultats pour le poteau 8 du portique de la file 4. _______________________ 60 Protections passives _______________________________________________ 60 2 F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Vérification au déversement _____________________________________ 66 Principe de vérification ______________________________________________ 67 10 10.1 11 11.1 11.2 11.3 11.4 11.5 11.6 11.7 11.8 Vérification au flambement ______________________________________ 71 Flambement dans le plan de flexion ___________________________________ 71 Flambement hors du plan de flexion ___________________________________ 72 Comparaison entre les deux modes de flambement ______________________ 72 Longueur de flambement ____________________________________________ 73 Les sollicitations ___________________________________________________ 73 Les élancements ___________________________________________________ 73 Coefficients _______________________________________________________ 74 Vérifications _______________________________________________________ 76 12 12.1 12.2 Variante en treillis du hall de sport ________________________________ 78 Description________________________________________________________ 78 Analyse du treillis __________________________________________________ 81 13 13.1 13.2 Calcul des assemblages ________________________________________ 85 Les encastrements _________________________________________________ 85 Les pieds de poteaux _______________________________________________ 91 Conclusion _________________________________________________________ 96 Table des figures ____________________________________________________ 97 Table des tableaux __________________________________________________ 98 Table des annexes ___________________________________________________ 98 Table des plans _____________________________________________________ 98 Bibliographie _______________________________________________________ 99 3 F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Remerciements Nous tenons tout d’abord à remercier Pierre DUQUESNAY, notre tuteur de projet de fin d’études, pour nous avoir permis d’effectuer un projet de fin d’étude au sein de son agence. Sa disponibilité et son professionnalisme nous ont été indispensable pour mener à bien notre étude. Nous remercions également monsieur Schwetterlé (ingénieur) et monsieur Robinot (projeteur) pour nous avoir conseillé tout au long du projet. Nous remercions aussi monsieur Schaeffer et monsieur Martz, nos tuteurs de stage pour leurs conseils dans mon travail. 4 F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Introduction Dans le cadre de notre formation d’ingénieur en Génie civil à l’INSA de Strasbourg, un projet de fin d’étude doit être réalisé. Nous avons choisis d’effectuer notre projet au sein du bureau d’études de construction métallique SEDIME. Il s’agit de l’étude d’un complexe sportif. Ce complexe sportif doit être réalisé pour la société Espace Loisirs, située actuellement route du Rhin à Strasbourg. Cette société désire un établissement plus important avec d’avantage d’activités à proposer à sa clientèle. Cette nouvelle construction permettra d’accueillir, toutes personnes souhaitant exercer une activité physique, comme par exemple du squash, fitness, badminton et tennis, ou souhaitant passer un moment relaxant dans l’espace détente. Puisque, nous étions deux élèves à réaliser notre projet de fin d’étude dans la même entreprise, le choix d’une étude commune, sur le même projet a été retenu. Ce complexe sportif comporte un certain nombre de spécificités qui permet un travail en binôme. Les axes principaux de l’étude sont la conception et le dimensionnement du complexe sportif. Les bâtiments étudiés seront réalisés en charpente métallique. Cette étude est faite par le bureau d’études SEDIME spécialisé en structures métalliques et bois. La réalisation de ce projet au sein de l’entreprise SEDIME est sous la tutelle de Monsieur Pierre Duquesnay, directeur de l’agence de SEDIME Wolfisheim. Un travail de conception doit être fait, à partir des plans d’architecte. Il faut définir un filaire, une géométrie de portique, étudier la stabilité des structures, faire des choix technologiques en ce qui concerne l’enveloppe du bâtiment et les planchers. Ce travail nous amène à définir les hypothèses de charges, et effectuer les descentes de charges. L’élaboration de la note de calcul concernant les portiques, pannes, contreventements et assemblages, fait partie intégrante de ce travail. L’étude est réalisée avec les normes NV65, CM66, Additif 80 PS92 et les réglementations au feu FA 92-702 en vigueur à l’heure actuelle. Une étude de charge aux Eurocodes est réalisée pour un hall de sport. Par ailleurs, une variante de ce hall de sport est faite en poutre treillis. Pour l’ensemble du projet, le dimensionnement des portiques se fait avec l’aide du logiciel Robot Millenium. La construction étant un établissement recevant du public, une des difficultés du projet, est d’assurer une stabilité au feu de 30 minutes. Ce complexe sportif à deux étages se trouve à Strasbourg et nécessite donc une vérification parasismique. Ce projet présente une innovation pour la région Alsace, par le choix d’utiliser un nouveau type de plancher mixte qui se dénomme Cofradal 200, proposé par la société Arval. Cette construction dispose également d’une singularité par son brise-soleil qui recouvre entièrement le bâtiment piscine. Par ailleurs, l’objectif est également d’effectuer des plans d’ensemble de la structure ainsi que des détails d’assemblages et d’étanchéités, sous le logiciel Autocad. Les dessins en 3 dimensions dans ce rapport sont réalisées sous SolidWorks afin d’illustrer certaines explications. 5 F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil 1 Présentation de l’entreprise SEDIME SEDIME S.A. est une société Mulhousienne, dans l'étude et la conception de constructions métalliques et bois. Elle se compose d’un bureau d'études, composé d'une équipe d'ingénieurs et de techniciens spécialisés dans la conception et la réalisation de structures. Elle dispose également d’outils informatiques performants et adaptés à la physionomie de tous types de projets, permettant de réaliser les études en 3 dimensions. Avec 20 années d’expériences et fort de son savoir faire, SEDIME a fait ses preuves auprès d’une large clientèle, tant régionale que nationale. SEDIME S.A. compte une importante clientèle privée et publique. Elle offre également ses compétences et ses services pour un grand nombre d'architectes, de maîtres d'œuvres, de maîtres d'ouvrages et d'entreprises. Des surfaces commerciales, des complexes sportifs, des équipements de loisirs, des bâtiments scolaires, des bâtiments culturels, des ouvrages publics, des bâtiments industriels, des bâtiments bureaux, des maisons individuelles, des réhabilitations et transformations de tous types de bâtiments, des racks, des passerelles et ouvrages d'Art ; mais aussi des expertises ; etc. … Face à une demande précise, sa multi-compétence lui permet une totale prise en charge du projet, de la sélection des matériaux à sa faisabilité technique et financière. 6 Mais une solution avec portique est retenue. la réglementation incendie est une contrainte importante du projet. un hall de deux nefs principales avec un appentis. cette partie du projet n’impose pas de vérification à la tenue au feu. • 488 m2 pour le restaurant en béton. ainsi qu’un bâtiment. qui sont structurellement dépendants au bâtiment principal.8 mètres. à une tenue au feu d’une demi-heure. A celui-ci se trouve rattaché un bâtiment annexe. L’ensemble du projet représente une surface de : • 3630 m2 pour les constructions métalliques.5 mètres. comprenant des salles. le représente avec une nappe treillis présente dans le hall existant. pour des cours de badminton et de squash. A cela s’ajoute. Il s’agit d’un ERP (établissement recevant du public) qui prévoit un flux de 700 personnes. Figure 1: Vue d'avion du projet 7 . pour effectuer des cours collectifs. De ce fait. pour la réalisation d’une piscine.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil 2 Présentation du projet Ce projet est un complexe sportif en charpente métallique. qui se compose d’un bâtiment principal à deux étages. Le hall de sport présente des éléments de structures apparentes. Par conséquent. La vue d’avion cidessous. La hauteur du bâtiment principal (Cardio et détente) est de 10. Un brise soleil au dessus de la piscine s’élève à une hauteur de 11. Il est en effet nécessaire de justifier les éléments de structure. F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil 2. Le restaurant ne fait pas partie du projet car il sera construit en béton. L’entrée principale se situe entre le bâtiment piscine et le restaurant.1 Les intervenants principaux Maître d’ouvrage : • Maîtres d’œuvres : • • • • • • • • Localisation géographique : Architecte : Architecture Concept BET Structure : SIB + SEDIME Economiste : Economie 2 BET Fluides : SEXTANT BET Electricité : ECT Cuisiniste : Ecotral Acousticien : ESP BET HQE : Socotec Espace Loisirs . on a repéré les différents bâtiments composant le projet.31 route du Rhin – 67000 Strasbourg Le complexe sportif actuel est situé au port autonome de Strasbourg. Le nouvel établissement sera situé non loin de son emplacement originel. Sur le plan d’ensemble. route du Rhin. 8 . 2. grâce à des ouvertures présentes sur la façade piscine. au premier étage dans la partie Cardio.3.45 m N Bâtiment Piscine Brise soleil Bâtiment Cardio et Détente Bâtiment Cours collectifs Restaurant 11.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil 2.3 Le bâtiment et la structure porteuse. Capacité à recevoir des machines de musculation à l’étage Cardio.4 m 18. naturelle ou artificielle.1 Présentation fonctionnelle du bâtiment Plusieurs activités sportives sont proposées dans ce complexe.2 Démarche conceptuelle Les choix architecturaux et structuraux ont été guidés par le souci de répondre aux besoins des clients voulant pratiquer des activités sportives. Qualité acoustique assuré par l’épaisseur des planchers. Capacité à réduire l’intensité néfaste du soleil avec un brise soleil devant la piscine. 13 m 19.2 m 38 m Figure 2: Répartition des sports dans les bâtiments 42 m Hall de sport Hall de sport Badminton + Squash Babington + Squash 48 m 9 . 2. Capacité de la structure à résister au chlore et à l’humidité de la piscine et des vestiaires. Possibilité d’avoir une grande ouverture de la salle « cours collectif » vers l’extérieur. • • • • • • Qualité de la lumière. et des jacuzzis dans l’espace détente. Les coupes et plans d’ensemble suivants montrent la répartition des activités dans les bâtiments. 1 Portiques Les traverses des portiques peuvent être rectilignes. et donc les moments de flexion et les flèches sont plus faibles qu’avec des traverses rectilignes.Grande Salle Figure 3: Répartition des sports sur une coupe du bâtiment principal 3 Conception des Structures Le choix d’une conception doit: • être économique • être réalisable • assurer la stabilité d’ensemble de la structure Les dimensionnements doivent être : • économique • capable de résister aux efforts maximaux • capable de se déplacer dans les tolérances admissibles 3. Les portiques peuvent être à simple travée ou à travée multiple (Hall de sport). qui présente l’avantage de ne pas avoir de stagnation d’eau sur la toiture. une partie des forces verticales est transmise par compression dans les traverses. effort axial et effort tranchant. 10 .F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Brise soleil Cardio Espace détente Vestiaires H Piscine Vestiaires F Cours collectif . Ces charges provoquent des sollicitations de flexion.1%. Les portiques sont capables de résister aux charges verticales et horizontales agissant dans leur plan. Mais on impose une pente de 3. Avec un effet de voûte et une pente plus importante. à simple niveau ou multi-étagés (bâtiment principal). Nous retenons le choix des portiques (avec des encastrements en tête de portique) qui sont capables de résister aux charges horizontales agissant dans leur plan. Les ensembles « contreventements de versants et palées de stabilité » sont des systèmes articulés se comportant comme des poutres treillis. à cause du flambement. Cette solution présente en effet. L’utilisation des tubes ronds est réservée.3 Contreventements Les contreventements sont des systèmes qui font descendre les charges horizontales jusqu’aux fondations. la solution la plus retenue est une liaison pivot. et des articulations en pieds de poteaux. 3. Concernant le hall de sport.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil L’espacement des portiques est imposé par le bardage qui repose sur des appuis tous les 6 mètres. C’est la raison pour laquelle. lorsqu’une résistance à la compression est nécessaire. le système est instable car il ne peut pas équilibrer les charges. on prévoit des encastrements aux liaisons poutre-poteaux. 3. et des déplacements peuvent augmenter sans faire intervenir la résistance des barres. un espacement des portiques de 6. Ils sont donc employés afin de résister aux charges agissant perpendiculairement au plan des portiques. • L’assemblage est plus facile à réaliser. L’hauteur de ces acrotères arrive au dessus de la couverture au point le plus haut de la toiture.5m est retenu pour la variante en poutre treillis.2 Assemblages Si toutes les liaisons sont articulées. on utilise généralement des barres laminées. Pour des portées inférieures 20 mètres. on réalise une économie sur la quantité d’acier nécessaire pour les barres. On ne prend en compte que les diagonales tendues car celles qui sont comprimées ont comparativement très peu de résistance. En pied de poteau. On place des « jarrets » aux extrémités des traverses liées aux poteaux car : • les moments de flexion sont les plus élevés dans cette zone. c’est l’une ou l’autre des deux branches de chaque croix qui est tendue. Les diagonales sont des cornières. Les acrotères sont des HEA 100. l’avantage de réduire considérablement la quantité de béton nécessaire dans les massifs. Selon le sens des forces horizontales. 11 . Un encastrement en pied de poteau imposerait une grande quantité de béton pour reprendre un moment. en augmentant ainsi la hauteur de section liée au poteau on augmente le moment résistant. C’est pourquoi cette solution est retenue dans le projet. En remplaçant des articulations par des encastrements en tête de portique. L’avantage de cette méthode est d’établir immédiatement une stabilité du bâtiment. coupes sur plan en annexe). ainsi qu’avec un poteau pendulaire file A. Pour un bâtiment inférieur à 50 mètres. la position de la palée n’a pas d’importance. placée au niveau des palées de stabilité le plus souvent. Les bâtiments piscine et cours collectifs se rattachent de part est d’autre de l’ossature principale. cela nous amènerait à des sections bien trop importantes. comme par exemple les contreventements en K. 3. qui amènent des efforts de compression dans certains éléments de stabilité. Les contreventements sont assemblés sur les traverses au sol.André (cf. Cependant la justification de la structure vis-à-vis du séisme. ce qui nous laisse la liberté du choix de l’emplacement des palées de stabilité. à cause du phénomène de flambement. qui découle des plans de l’architecte. qui compose le bâtiment Cardio et détente. Figure 4: Coupe file 4 ` Une des singularités de ce projet est le porte à faux qui se trouve entre les files B et C. Dans le cas de contreventements en K. qui résulte de l’avancement de la piscine dans le bâtiment.4 Montage Les poteaux des portiques sont montés en premier. 3. peuvent imposer le décalage d’une palée de stabilité. nous oblige à prendre en compte des efforts conséquents. L’ensemble est levé et assemblé sur les poteaux. afin de monter les autres portiques.5 Bâtiment principal Ci-dessous figure la structure. Un brise soleil s’appui en toiture entre les files B et C sur le portique principal. 12 . on dispose d’un seul contreventement de versant. Puisque les bâtiments font moins de 50 mètres de long. Cette stabilité est assurée par des croix de Saint. Il existe d’autres solutions pour assurer la stabilité.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Dans le sens longitudinal. Mais certaines spécificités comme des ouvertures ou des porte à faux. les contreventements de versants (ou poutres au vent) et les palées de stabilité jouent un rôle important vis-à-vis des instabilités des barres de la structure (flambement des poteaux et déversement des poutres) : ils réduisent les longueurs de flambement ou de déversement. ainsi qu’au niveau des pieds poteaux du premier étage en file C et E.1 Deux solutions constructives envisageables La première solution du hall est de proposer des portiques classiques. on répond au cahier des charges du client. 3. La structure dispose d’acrotères de faible hauteur (< 50cm). Ainsi.6. 7700 17500 17500 11200 Figure 5: Portique courant du hall de sport 13 6720 . calculée selon la NPF 22-460.6 Hall de sport 3. A l’exception de la traverse du bâtiment piscine qui est articulée en file B. toutes les liaisons en tête de portique seront des encastrements.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Des articulations se trouvent au niveau des pieds de poteaux reposant sur la fondation. puisque des terrains de Badminton se logent dans les deux nefs principales. et du poteau pendulaire file A. La petite nef est réservée pour des terrains de squash. Ces évolutions peuvent être : • des terrains de tennis • un terrain de football en salle.8 mètres a été retenue. 7820 35000 11200 Figure 7: Portique en treillis 14 . afin de prévoir une évolution future des activités du hall.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Figure 6: terrain de badminton Puisque Espace Loisirs n’est pas un club de badminton. aucune hauteur n’est imposée. Une idée serait d’éliminer le poteau central. Une hauteur de 6. Cette dimension justifie l’intérêt majeur de cette variante du hall. En effet. les deux variantes ont la hauteur au dessus de l’acrotère. c'est-à-dire 1. afin de placer un terrain de Badminton entre chaque portique. 68m. On choisit un entraxe de 6.1 m. Ainsi.30m hauteur libre h= 7m 6100 Figure 8: Position des poutres treillis au dessus des terrains de badminton Figure 9: Terrain de squash 6500 15 .F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil La hauteur de la poutre treillis au niveau du poteau est égale à 1/20 de la portée. 6100 6500 hauteur libre h= 7m hauteur libre sous la poutre treillis h= 5.5 m. La dimension la plus intéressante qui justifie l’intérêt d’une variante treillis est la largeur de 6. la largeur du terrain détermine l’entraxe des portiques. une hauteur de 5. une hauteur de 5. La petite nef possède une hauteur libre de 5.25 m est nécessaire.7 m. Pour la variante du hall.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Pour un court de loisir.3 m sous la poutre treillis permet de respecter la hauteur libre nécessaire afin pratiquer le squash. respectant ce gabarit. sachant qu’une partie de ce hall comportera des terrains de squash. 16 . 1. ayant au R+1 et R+2 une charge permanente de 200kg/m².F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil 4 Stabilité de la structure 4. Les charges de neiges ne sont pas prises en compte pour des altitudes inférieures à 500m. Au niveau des planchers nous n’avons pas prévu de contreventement.1 Bâtiment principal. et celle du bâtiment piscine entre les files 3 et 4.1 Stabilité longitudinale 4. Dans les longs-pans figurent des palées de stabilité. Nous sommes dans le cas d’un bâtiment à étage. elles sont estimées à partir de la géométrie des pignons de la structure. la dalle considérée rigide assure la stabilité.1. on effectue une descente de charge dans les palées de stabilité. d’où l’intérêt de la mise en œuvre du cofradal 200. En ce qui concerne les charges de vent. L’action sismique et cependant très prépondérante. est placée entre les files 5-6. Le schéma figurant sur la page suivante. qui amènent les efforts aux nœuds des poutres au vent à travers les pannes.1. Le calcul effectué n’est cependant pas très précis. et aux planchers. diminuée de moitié. Le PS92.1. prend en compte comme masse. montre la disposition choisie des contreventements en fonction des contraintes que nous impose le bâtiment. mais nous place en sécurité. Comme nous avons pour le bâtiment principal de lourdes charges permanentes dues aux planchers. On détermine ainsi les surfaces d’influence. La poutre au vent du bâtiment principal et du bâtiment cours collectifs.2 Conception des contreventements Le choix des contreventements se fait en fonction des spécificités du bâtiment : • fenêtres • Charges sismiques importantes • porte à faux En toiture la stabilité est assurée par des poutres au vent. On détermine ainsi avec une méthode forfaitaire les efforts statiques équivalents qui s’exercent dans les longs-pans. la totalité des charges permanentes et 25% des charges d’exploitation. suite au choix de l’utilisation du Cofradal 200 par rapport à un plancher classique. ainsi que du séisme.1. cours collectifs et piscine 4. nous avons fait le 17 .1 Origines des charges Les efforts sollicitant les contreventements assurant la stabilité longitudinale sont ceux qui proviennent du vent sur pignon. A partir de ces données. Les masses qui oscillent lors d’un tremblement de terre amènent des efforts considérables dans les palées de stabilité. et une charge d’exploitation de 400kg/m². 4. quand nous en avions la possibilité.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil choix. de doubler les contreventements qui empêchent le déplacement des planchers en file C et F dans les palées de stabilité (cf. L’utilisation des tubes ronds est réservée lorsqu’une résistance à la compression est nécessaire. 18 . Les ensembles « contreventements de versants et palées de stabilité » sont des systèmes articulés se comportant comme des poutres treillis. Ils sont donc employés afin de résister aux charges agissant perpendiculairement au plan des portiques. c’est l’une ou l’autre des deux branches de chaque croix qui est tendue. On ne prend en compte. Cette solution est retenue devant les autres dispositions. car elle largement répandue du fait de l’économie réalisée en travaillant les cornières uniquement en traction. schéma page suivante). Les contreventements sont des systèmes qui font descendre les charges horizontales jusqu’aux fondations. que les diagonales tendues car celles qui sont comprimées n’ont comparativement aucune résistance. dans le calcul. Les diagonales sont des cornières en L disposées en croix de saint Andrée. Leur élancement étant considérable. Selon le sens des forces horizontales. Les diagonales sont des cornières. elles flambent immédiatement sous un effort de compression. F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Coupe file H Coupe file F R+2 Coupe file C Coupe file B Figure 10: Contreventements du bâtiment principal Coupe file 4 R+1 19 . F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil 4.1. Comparatif avec et sans le dédoublement des contreventements : 4660 daN aN 5d 64 5 4660 daN N da 4100 45 56 26 650 daN 26 650 daN 0 88 14 daN 20 aN 0d 13 aN 0d 00 35 3000 22 432 daN 22 432 daN 220 34 daN 2 26 70 N da N da 00 05 6 3100 21 710 daN 3185 daN 24 895 daN 46 606 daN 46 606 daN 6000 6000 6000 Figure 12: Comparatif avec et sans le dédoublement des contreventements 20 .3 Stabilité file F Figure 11: Palée de stabilité file F • • • Les efforts de toiture sont transmis par les contreventements au plancher R+2 entre les files 5-6. Les charges sont transmises également sur deux travées aux fondations.1. Les efforts du plancher R+2 sont transmis au plancher R+1 par des contreventements sur deux travées à cause des charges de plancher importantes apportées avec le sismique. du niveau R+2. 4. La modélisation suivante. Ces résultats confirment donc bien l’utilité de la solution choisie. En ce qui concerne le sismique. Puis cette dalle R+2 transmet les efforts dans la dalle R+1 par les contreventements de la file C. et soulage l’effort en file F. Les efforts rejoignent ensuite les fondations dans deux travées car les charges de plancher sont importantes avec le sismique. ce qui facilite le travail pour la conception des attaches d’autre part. qui s’applique au niveau R+2 en file C. des fenêtres sont prévues pour ces deux travées. Les charges du plancher R+2 sont transmises au plancher R+1 entre les files 5-6. amplifie la charge provenant de la toiture.1.4 Stabilité file B et C Coupe file C Coupe file B 6000 6000 6000 6000 Figure 13: Palée de stabilité file B et C • • • • Les efforts de toiture sont récupérés dans la dalle R+2.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil On constate bien que le dédoublement des palées de stabilités dans le cas de la file F. on modélise la poutre par une charge répartie. Les efforts dans les barres de contreventement se trouvent également considérablement réduit. nous permet de déterminer le coefficient d’amplification. 21 . Ce choix est retenu à cause de l’impossibilité de placer les contreventements entre les files 45 et 3-4. En effet. amène au niveau des fondations. Cette solution permet de soulager les fondations. L’excentrement du contreventement de la file B par rapport à la file C. des efforts deux fois moins importants d’une part. ce qui nous permet d’obtenir la largeur d’influence du plancher pour chaque palée de stabilité.1. Une porte entre les files 5-6 ne permet pas la mise en place de contreventement. 4. la palée de stabilité ne se trouve pas entre les files 5-6.1. on considère la section du profilé laminé seule.1. en raison de la présence d’une ouverture. et de prendre en compte l’inertie du poteau de portique transversal.1.F P 1. La vue 3D qui figure ci-dessous. illustre cette solution technique avec les coupes sur poteau. Cette solution présente l’avantage de permettre un réglage de l’angle sur chantier. La section en I.400 Figure 14: Charges horizontales entre les files F et B 4. l’architecte avait souhaité que le contreventement ne soit pas réalisé en croix de Saint. en raison de la présence de vitrage en façade.64. Une autre solution possible aurait été de réaliser. Pour calcul. travail donc en flexion bi-axiale avec un effort normal de compression. ainsi que le maintient en position des profilés lors du soudage. pourrait être de dissocier les deux poteaux.000 19. Le fait de prendre en compte l’inertie du poteau de portique n’apporterait qu’un gain minime. Elle se compose d’une simple croix de Saint-André. qui montrent les différentes sections de profilés que nous avions envisagées.P 16.21. de souder de part et d’autre des poteaux. Nous avons donc proposé. Cette solution n’est cependant pas simple à mettre en œuvre. Une troisième éventualité. le poteau du portique de stabilité en PRS (profilé reconstitué soudé). et notamment pour la mise en position. Dans le cas d’un vent sur pignon on considère la section totale du poteau. au niveau du calcul. Il s’agit pour l’une.P 3.400 11.21. Seule l’inertie de la section qui se compose des deux demi profils est prise en compte.6 Stabilité Long-pan bâtiment piscine En ce qui concerne la stabilité au niveau du long-pan du bâtiment piscine. Cette conception n’est également pas facile à réaliser. et de les lier entre tête de portique. 22 .André.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil F C B F 0. par un assemblage boulonné.F 7. elle poserait quelques problèmes lors de la fabrication. plus simple. de mettre en œuvre un portique placé entre les files 3 et 4.5 Stabilité file H En file H. une poutrelle en demi-IPE.76.1. vis-à-vis des actions qui sollicitent le portique transversal. F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Figure 15: Contreventements de la piscine Coupe sur poteau Figure 16: Coupe sur poteau En supposant que les châssis vitrés le permettent. Après des discussions avec l’architecte. nous avons décidé de réaliser tout de même un contreventement en croix de Saint-André. Cet élément doit être capable de reprendre des efforts de compression. le portique doit permettre un déplacement en tête qui peut être de l’ordre du 300ème de la hauteur au maximum. disposant d’un meilleur comportement vis-à-vis du phénomène de flambement. 23 . Pour cette raison nous avons opté pour une section tubulaire. Cela nous amène : • une inertie équivalente à celle d’un IPE 450 pour les poteaux • un IPE 360 pour la traverse. Ce point singulier se caractérise également par la présence d’un bracon au niveau de la poutre au vent. 1. Nous avons donc décidé de mettre en place une platine boulonnée entre la traverse et les pannes.7 Conception et calcul des attaches Hormis le bracon. D’un point de vue esthétique. La seconde fonction de cette platine est d’assurer également la fixation des liernes.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil 4. 24 . celle-ci permet d’éviter que les barres de contreventement ne se déforment de trop sous leur propre poids quand elles ne sont pas en tension. et doivent être retransmis aux éléments de contreventement. Platines centrales des poutres au vent : Figure 18: Platines centrales des poutres au vent Les cornières de contreventement sont fixées au centre par une platine. Cette solution est économique car elle évite d’effectuer la moindre soudure. tout le contreventement est réalisé en croix de Saint-André. Cette disposition permet d’admettre pour le calcul des traverses. que la longueur de déversement de l’aile supérieure de celle-ci.1. Détails d’assemblages aux nœuds des poutres au vent : Figure 17: Assemblages aux noeuds des poutres au vent Les efforts du vent s’exerçant sur les pignons sont acheminés via les pannes. qui se situe dans la poutre au vent du bâtiment piscine. Le principe des assemblages est donc le même dans chaque poutre au vent et palée de stabilité. est égale à l’entraxe des pannes. pour éviter l’apparition d’un moment parasite. il faut que l’axe de la panne qui joue le rôle du dernier montant de la poutre au vent.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Assemblages des éléments de stabilité en tête de portique : Figure 19: Assemblages en tête de portique Au niveau des têtes de portique. du poteau. En toute logique. Nous avons donc fait le choix de désaxer légèrement la panne. Pour fixer les cornières de la palée de stabilité. celui de la traverse. nous avons un nœud auquel doit aboutir la barre de contreventement. ainsi que ceux des éléments de stabilité se confondent en un même point. Assemblages en pied de poteau : Figure 21: Coupe du pieds de poteau Figure 20: vue d’un pieds de poteau 25 . on soude un gousset sur l’âme du poteau. Le contreventement de toiture est lié au poteau par l’intermédiaire d’une platine boulonnée entre la panne et la coiffe du poteau. Dans notre cas il n’est cependant pas possible de respecter ce principe. qui se situe dans le plan de la toiture et celle qui situe dans la palée de stabilité. Ainsi. Assemblages des palées de stabilité sous plancher (File C et F) : Les croix de Saint-André des palées de stabilité des files C et F situées sous les planchers. reprennent des efforts très importants sous l’action sismique. On obtient donc deux plans de cisaillement pour les boulons.8 PL ep. on respecte au mieux la modélisation de l’articulation pour les calculs. qui fut envisagée dans un premier temps. Figure 22: Assemblages sous plancher L’assemblage représenté ci-dessus. par l’intermédiaire d’un gousset soudé sur la platine et l’âme du poteau. n’est pas la plus économique. ni la plus facile à mettre en œuvre.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil En ce qui concerne les assemblages en pied de poteau. La mise en place de raidisseurs pour éviter le décollement de la semelle du buton s’avère indispensable. Il se produit un moment secondaire dû à l’excentrement des boulons dans la semelle. les crosses d’ancrage sont disposées au nombre de quatre pour éviter l’apparition d’un effort de torsion dans le poteau. dans le sens de l’inertie forte du poteau. les cornières de contreventement sont liées au poteau. L’épaisseur de l’aile du profilé assemblé est trop faible devant l’effort qui doit être transmis. Elles ne doivent pas être trop éloignées les unes des autres. La section résistante des contreventements se compose de deux cornières. ce qui permet de réduire leur quantité par deux pour un même diamètre.10mm 10Bls HM20 8. est réalisé par l’intermédiaire d’une platine sur laquelle on soude un gousset. Cette solution. Avec raidisseurs Button Sans raidisseurs Raidisseurs ep. Comme en tête de portique.20mm Décollement de la semelle Poutre de plancher Figure 23: Assemblages avec/sans raidisseurs 26 . Dans ce cas. on détermine les projections des efforts sur le plan moyen de la section résistante de la soudure. Dans le cas du gousset de contreventement.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Contrairement aux platines de contreventement en toiture. Figure 24: Gousset de contreventement 27 . Dans un premier temps. nous avons un effort F qui s’exercent selon un angle α.(τ ⊥ + τ // ) ≤ σ e et σ ≤ σ e Où K est un coefficient minorateur qui dépend de la nuance d’acier des pièces assemblées. il est plus avantageux de souder le gousset directement sur l’aile du profilé. et sa longueur l. Calcul de la soudure du gousset : Pour le calcul des soudures. définie par la gorge de la soudure a. il faut vérifier que la longueur du cordon de soudure suffise pour reprendre l’effort transmis. on considère la section du plan médian de celle-ci. La formule fondamentale qui permet d’effectuer la vérification des soudures selon la norme NFP 22-470 provient du critère de Von Mises : 2 2 2 K σ ⊥ + 3. On distingue trois contraintes : • σ┴ qui une contrainte normale au plan médian • τ ┴ et τ // qui sont des contraintes tangentielles. On constate que le rapport σe/K reste sensiblement le même pour les différents types d’aciers utilisés. qu’on préfère boulonner et non soudé par soucis économique et de simplicité. l )² ≤ σ e La norme NFP 22-470.l Cependant.a.(τ ⊥ + τ // ) ≤ σ e et σ ≤ σ e 2.a.l 2 σ⊥ =τ⊥ La vérification se fait en utilisant la formule fondamentale de Von Mises : 2 2 K σ 2 + 3. 2.a.l τ // = τ⊥ = F⊥2 F sin α = 2.l avec C t = K .l )² + (2. dépendant de la nuance d’acier ainsi que de l’angle α. appliqué au centre de gravité de la soudure. qui conduit le calcul en supposant un cordon de soudure latéral : K . 3. On peut néanmoins se dispenser de cette vérification en utilisant la formule simplifiée de l’article 1.l 2.l F 45° F F 1 Contrainte normale : On obtient donc F F sin α σ ⊥ = ⊥1 = 2.6. F ≤σe 2.a.a.a. cette vérification au calcul suivant : Ct.a.l 2.l 2.F ² sin ²α 3F ² cos ²α 2 K 2 (2. cette vérification peut ne pas être suffisante si l’axe par lequel transit l’effort n’est pas confondu avec le centre de gravité de l’assemblage.a. 28 . F ≤σe 2.3.a. 3 − sin ²α Ct est un coefficient obtenu après simplification de la formule fondamentale de l’article 1. tenir compte d’un moment secondaire M=δ. Il faut dans ce cas.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil On a : Contrainte tangentielle due à F // : Contraintes dues à F┴ : Contrainte tangentielle : F⊥ = F sin α et F// = F cos α F// F cos α = 2. 2.F.a. F 2 2 K 2 (2.F 2 .h 2 = 2 3 Le moment M va développer une contrainte σ.l )² + (2.l )² + (a.a.a.δ . qui se décompose en deux états de contraintes σ ⊥ et τ ⊥ . Le module de résistance de la soudure est pris égal à : I v = 2.h 2 ⇒ σ⊥ =τ⊥ = 3.δ . Par le calcul cela nous donne : σ= M 3.h 3 12 h a. a. sachant que le coefficient K diminue d’office les contraintes.a. On reste en élasticité pour ce calcul pour des raisons de sécurité.F = I v a.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Figure 25: Excentrement du gousset de contreventement La distribution des contraintes dues au moment se fait linéairement.h 2 On injecte ensuite ces contraintes dans la formule générale et on obtient : 2.δ 2 .F ² sin ²α 3F ² cos ²α 18.h 2 ) 2 ≤ σ e 29 . La stabilité longitudinale est réalisée classiquement avec une poutre au vent. La solution consistant à placer un portique est donc écartée car elle est moins économique. Ce sont des structures à nœuds fixes. c’est la poutre treillis qui assure cette stabilité. L’avantage de ce système. La position de ces éléments figure sur les plans situés en annexe.1.2 Stabilité transversale Les portiques sont auto stables dans le sens transversal. est de pouvoir réduire la taille des profilés. L’inconvénient de ces pans de fer est la présence des contreventements qui contraint l’emplacement des fenêtres. 4. • Les jarrets assurent cette stabilité pour la solution avec un poteau central.2 Contreventement du Hall de sport Dans le sens transversal. un peu particulier utilise en partie des tubes pour le contreventement. 30 . au milieu de la construction. • Dans la variante. ils ne participent donc pas à la stabilité de la structure.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil 4. Cette stabilité est assurée pour les portiques complexes comme dans la file 3 et 4. ce paragraphe ne sera pas développé comme le précédant. par un ensemble de nœuds rigides. Ces tubes nécessitent donc une vérification à la compression. nous avons des portiques auto stables. Les façades en pignon sont des pans de fer. Le pignon de la file 1. Cette particularité impose de placer les croix de saint Andrée de part et d’autre de l’ouverture. et des croix de Saint-André dans les longs-pans. Pour cette raison. Tous les poteaux sont articulés en pied. Nous avons gardé des solutions techniques similaires pour assurer la stabilité de ce bâtiment. sachant que la bande de charge en pignon est divisée par deux. Le pignon de la file 2 comporte une large ouverture destinée à une porte coulissante. dans lesquelles aucune barre n’est encastrée. 1 Couverture Composition : • • • Bac acier 5 cm Isolation en laine de roche rigide 13 cm Etanchéité multicouche 2 cm Figure 26: Couverture 5.1. et permet par ailleurs de réduire les ponts thermiques. 31 .F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil 5 Couverture et bardage 5. Cette solution nous permet également d’avoir un degré pare flamme et coupe feu de 30 minutes. la mise en œuvre d’écarteurs s’imposent pour la pose du bardage horizontal.1.2 Bardage Composition : • • • • Plateau de bardage Isolation Ecarteur verticaux en Z Bardage horizontal Figure 27: Bardage Les plateaux disposent d’une rigidité qui leur permet de porter sur 6 m. Des dispositions particulières doivent être retenues en ce qui concerne la capacité du plancher à être : • Apte à empêcher l’élévation de la température de la face non exposée à l’incendie (coupe feu pendant 30 mn) • Apte à empêcher le passage de flammes et de gaz chauds (pare flamme).1.3.3 Points singuliers 5.1. équivalent à la longueur d’une travée. Tenant compte du mauvais comportement de l’acier vis-à-vis de feu. nous avons fait le choix de ne pas mettre en œuvre de solives intermédiaires. Cependant les poutres de plancher devant rester apparentes.1 Acrotères Figure 28: Détail d’un acrotère 6 Planchers Le bâtiment principal Cardio et Détente dispose de deux étages : ` • le premier étage a un espace de détente avec notamment des SPA (Jacuzzi) impliquant des fortes charges localisées. c’est-à-dire de laisser les bacs acier porter sur 6 m. • le deuxième étage a une salle de fitness.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil 5. celles-ci vont devoir faire l’objet d’un calcul de résistance au feu. L’usage de ces étages définit les charges d’exploitations s’élevant à 400 kg/m². 32 . Les planchers de type bacs acier sont réputés performants sur ce point de vue. Cependant. puisque le bac doit rester apparent. le tableau ci-dessous donne une charge permanente s’élevant 394 daN/m². Tableau 1: Consommation nominale de béton Pour ces différentes raisons. Les bacs acier disposent de nervures crantées. Il existe en effet des accessoires (Clips cofrafix) permettant de se fixer directement au bac sans effectuer de perçage. qui est présenté dans le paragraphe suivant. Selon l’avis technique d’Arval. 33 . qui permettent d’obtenir une adhérence entre la sous-face du bac et le béton. cet aspect n’entre pas en ligne de compte dans le choix du plancher. Etant donné son apparence peu esthétique. nous obtenons une épaisseur de dalle d’environ 20 cm.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Nous avons fait le choix d’étudier deux solutions avec bacs acier qui se présentent à nous : 1. et dont les portées peuvent atteindre plus de 6 m. Bacs aciers collaborant type Cofrasta 70 Les bacs collaborants type Cofrasta 70. Par conséquent. sa géométrie ne joue pas en sa faveur. convient particulièrement aux planchers recevant de fortes charges. nous avons choisis de nous intéresser au nouveau type de plancher Cofradal 200. Figure 29: Bac collaborant Ce type de plancher dispose d’un avantage supplémentaire pour la réalisation de faux plafond. et d’après les charges que reprennent les planchers. le poids du plancher est nettement réduit en comparaison avec un produit classique tel que le Cofrasta 70. pour une mise en œuvre du béton sur site Figure 30: Cofradal 200 L’avantage de la version bétonnée est la possibilité de réduire les temps de travaux sur chantier. Le revêtement de sol doit être souple et nécessite donc pas la réalisation d’une chape.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil 2. ce plancher peut reprendre des charges 400 kg/m² sur des portées de 6 m sans continuités. afin d’obtenir l’aval de l’architecte et du maître d’ouvrage. Planchers mixtes Cofradal 200 Le cofradal 200 est un nouveau type de plancher mis au point par Arval. il est prévu de mettre en œuvre un mortier sans retrait pour le clavetage de chaque élément. 34 . il n’y a pour l’instant aucune référence dans la région. Cependant. Avec une épaisseur de 20 cm. Nous avons donc décidé d’organiser une visite en présence de l’architecte et du client. De plus. ce choix nous poserait des problèmes pour la mise en place des gaines techniques. Cet isolant permet d’obtenir de bonnes performances thermiques et acoustiques. le plancher supporte des actions pseudo dynamiques avec des cours de fitness. Ce produit étant récent. notre choix s’oriente plutôt vers la version PAC. Cette visite a eu lieu dans l’usine Arval de Strasbourg qui fabrique ce type de plancher. Poids (daN/m²) Cofrasta 70 Cofradal 200 394 200 Ce nouveau type de plancher mixte acier-béton. n’ayant pas de faux plafond. et notamment de pouvoir voir en réalité ce produit. Cependant. qui prévoit la préfabrication en atelier La version PAC (prêt à couler). Cette solution est davantage répandue dans le sud de la France. La section composite de ce produit intègre 140 mm d’isolant en laine de roche. L’objectif de cette visite était d’obtenir des renseignements supplémentaires. Dans le cas d’utilisation d’éléments préfabriqués. On risque d’avoir une mauvaise tenue dans le temps de ce mortier. se présente sous deux versions : La version bétonnée. Pour ces différentes raisons. la masse volumique de l’air à 15°C (1.B.2 Charges d’exploitations • Plancher bac acier (R+1 et R+2) cf. Nous avons un rapport de 1.g.3 Charges de vent Détermination de la pression dynamique de base . avis technique Arval (cofradal 200) : 35 daN/m² 200 daN/m² 7.5 daN/m² (vent de 136.V². la vitesse du vent en m/s . qui vérifie les pressions dynamiques de bases : V² q= 16.75 entre la valeur de pression normale et extrême.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil 7 Hypothèses de charges 7.1 Charges permanentes • • Couverture (bac + isolant + étanchéité) : Plancher mixte cf.2. NFP 06-001art.1 km/h) N.Pression dynamique de base : L’espace loisirs se situe à Strasbourg. g . On peut également signaler que pour définir la pression dynamique de base à partir de la vitesse du vent.3 35 . pour une hauteur définie à 10 m du sol : pression dynamique de base normale : 50 daN/m² (vent de 103 km/h) pression dynamique de base extrême : 87.225 daN/m²) . Nous nous situons donc en Zone 1.ρ.2.7. le règlement fait référence à la formule de Bernoulli avec : q=ρ Avec : V² 2. Selon la norme nous obtenons les pressions suivantes.3 : 400 daN/m² 7. l’accélération de la pesanteur m/s² prise égale à 10 Ce qui nous amène à la formule suivante. F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil La hauteur de la structure principale sera de 10. étant la hauteur du bâtiment .Effet de masque : Un effet de masque serait à prendre en compte si le bâtiment pouvait être protégé partiellement ou totalement par des constructions avoisinantes.5 × q10 H + 60 Avec : . .H. Trois types de sites sont considérés : Site protégé Site normal Site exposé Nous sommes dans le cas d’un site normal qui considère une plaine ou un plateau de grande étendue présentant des dénivellations peu importantes. un effet de masque n’est pas à prendre en compte. la pression dynamique à 10 m de hauteur.20 m.q10. le règlement prévoit une modification des pressions dynamiques de bases : qh H + 18 = 2. le bâtiment est protégé par les constructions avoisinantes.5 daN/m² pour la valeur extrême. Cette formule n’a donc pas d’application dans le cas présent la pression dynamique restant à 50 daN/m² pour la valeur normales et de 87. Il est important de signaler qu’aux alentours du site de construction. Donc ks=1. crée par les constructions adjacentes. Dans un premier cas. le bâtiment se trouve dans une zone de turbulence. 36 . On peut alors réduire les pressions de 25%. seul les essais en soufflerie permettent de nous renseigner sur les effets du vent.Effet de site : Le règlement NV65 prévoit également l’application d’un « coefficient de site » ks qui permet de tenir compte de la nature du site d’implantation de la construction. la correction de la pression due à la hauteur ne serait pas la même. Dans ce cas. . Dans notre cas. nous avons un terrain en plaine. Cet effet peut se traduire de deux manières. Le cas d’un site dit exposé est réservé pour des zones en bordure de mer ou en montagne. Dans le cas contraire avec une présence de fortes dénivellations. Dans un second cas. - Expression finale de la pression dynamique : Après avoir définit tous les coefficients qui permettent de prendre en compte les différents effets provoqués par le vent.δ . Ces coefficients dépendent de sa géométrie. Ce coefficient permet de réduire les pressions. La détermination de ce coefficient se fait avec le tableau suivant situé à l’article 1.5 daN / m ² . Il s’agit d’amener des coefficients de pression sur l’enveloppe du bâtiment.ks.5 ≤ q re ≤ 297. on peut calculer la pression dynamique corrigée q rn avec les différents coefficients d’amplification ou de réduction.kd e q re = q10 . où les lignes de courant sont déviées à 90°. On a : n q rn = q10 .Coefficient dynamique : Ce coefficient (kd) ne concerne que les IGH (immeubles de grande hauteur).δ .Effet de dimensions : Le règlement tient compte d’un effet de dimension. le vent s’exerçant par rafales. qui s’introduit par un coefficient δ tenant compte de la plus grande dimension offerte au vent de l’élément étudié.244 du NV65.ks. il prend en compte la répartition statistique des pressions sur une surface. Ceci justifie la diminution des pressions avec l’augmentation des dimensions. On a donc sur une grande surface peu de chance d’avoir partout la même pression. et elle a tendance à diminuer sur les bords. La pression maximale se situe au centre. La prochaine étape est de définir la pression théorique qui s’exerce sur le bâtiment. 37 .F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil . Il ne nous concerne donc pas (kd=1). qui sont sensibles aux oscillations dues aux rafales qu’exerce le vent.kd Avec des valeurs limites : 30 ≤ q rn ≤ 170 daN / m ² 52.Conclusion Toute cette démarche décrite permet uniquement de définir la pression dynamique s’exerçant sur la construction sous l’effet du vent. . Les différentes pressions qui vont être définies seront uniquement relatives à la géométrie du bâtiment et se calculeront à partir de la pression dynamique de base établie précédemment. Les valeurs obtenues sont les suivantes : Vent sur long-pan : γ a = γ 0 LP = 0.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Action du vent sur la construction Nous sommes ici dans le cas d’une construction prismatique à base quadrangulaire. 7.12. Il se détermine à l’aide du tableau qui figure à l’article 2. Il permet de définir les différents coefficients de pression sur chacune des faces du bâtiment. 38 .4.1 Valeurs des surcharges Le calcul des charges de neige se fait suivant la norme NV65. d’autres sont exprimés en fonction de γ0. Certains sont fixés. Il y a uniquement le bâtiment prévu pour les cours collectifs.86 Vent sur pignon : γ b = γ 0 P = 0. qui dispose d’une ouverture en pignon qui atteint les 35% en pignon.Coefficients de pression extérieurs et intérieurs Ces coefficients donnés par le règlement. soit par de simples formules. soit dans des abaques. Nous ne sommes donc pas concernés par cet article. Il sert à tenir compte de l’influence de la géométrie du bâtiment sur les phénomènes de turbulences liées aux lignes de courant du vent.4 Charges de neige 7. du NV65.85 . Région Neige : 2A pn0 = 45 daN/m² p’n0 = 75 daN/m² N. Le règlement prévoit une rectification de la charge de neige pour les constructions se situant à plus de 200m. Le restant des parois sont considérées fermées (µ<5%).Coefficient γ0 Ce coefficient est représentatif de l’élancement du bâtiment et de ses dimensions au sol. sont issus de valeurs expérimentales obtenues au court de différents essais. ce nous conduisant à appliquer le paragraphe 2 du NV65.B. . Pn1 = 158 daN/m² 39 .4.Pn1 = min (200h .5 Pn) .L3 = 2h avec une limitation 5 m < L3 < 15 m Nous obtenons ainsi les valeurs suivantes : .1 Toiture sur plusieurs niveaux Une accumulation de neige est à prévoir pour les deux structures adjacentes au bâtiment principal.4. 3.35 du NV65 qui traite des toitures à plusieurs niveaux.5 P’n) . Pour cela.P’n1 = min (330h .P’’n1 est sans objet . on se réfère à l’article 3. 3. COUPE File 4 Brise soleil Accumulation neige Bâtiment principal Accumulation neige Bâtiment piscine 18200 3400 8000 19400 8000 Bâtiment secondaire 9450 18450 9000 Figure 31: Accumulation de neige sur toitures La distribution de la neige au niveau des points d’accumulation se fait de la manière suivante : Pn1 ou P'n1 ou P''n1 Pn ou P'n ou P''n alpha L3 h Figure 32: Distribution des charges de neige Avec : .2 Accumulation de neige 7.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil 7.2. 2 Accumulation contre le bâtiment principal Pour les deux variantes du hall de sport.Pn’1 = 263 daN/m² .4.3 m Figure 33: Accumulation de neige contre le bâtiment principal Pn1 ou P'n1 ou P''n1 Pn ou P'n ou P''n alpha L3 h Figure 34: Distribution des charges de neige 40 .7 m.4 m 7.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil . La différence de hauteur entre les deux bâtiments permet une accumulation sur 3. une accumulation de la neige est due à la juxtaposition du pignon du hall de sport contre le bâtiment principal.L3 = 10.2.3 m de haut sur 11. TERRAINS DE BADMINTON TERRAINS DE SQUASH TERRAINS DE BADMINTON 11675 TERRAINS DE SQUASH Accumulation de neige sur une hauteur de 3. on se réfère au schéma suivant : Pn1 ou P'n1 ou P''n1 Pn ou P'n ou P''n alpha L3 h Figure 35: Distribution des charges de neige Les acrotères étant de faible hauteur. Pour la première solution avec un poteau central.L3 = 5 m Accumulation de neige 17500 17500 11200 Figure 36: Accumulation de neige du hall de sport Pour la variante.2. L’accumulation de neige sur la toiture de la petite nef contre les nefs principales se fait sur une hauteur de 932 cm.2 cm) et exige de tenir compte d’une accumulation de neige. Nous obtenons les valeurs suivantes : .4. Nous obtenons les valeurs suivantes : 41 . il n’y a pas d’accumulation de neige à prendre en compte pour le bâtiment principal. l’acrotère est plus importante (50.Pn1 = 158 daN/m² . la structure dispose d’acrotères de faible hauteur (< 50cm).Pn1 = 158 daN/m² .Pn’1 = 263 daN/m² .L3 = 6.3 Acrotères Pour toutes les accumulations de neige qui suivent.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Nous obtenons les valeurs suivantes : .6 m 7.Pn’1 = 263 daN/m² . 3 p.L3 = 5 m 7. Un tableau définissant la classe d’ouvrage et l’accélération nominale figure dans le PS92. la composante est évaluée à 70 % de la composante horizontale.Pn’1 = 263 daN/m² .Pn1 = 158 daN/m² .F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil . ainsi que de sa localité géographique. L’action sismique sur un bâtiment se caractérise par R(T) qui est une accélération obtenue par le produit de quatre paramètres : R (T ) = a N . Dans notre cas nous nous situons en région sismique 1b. Nous obtenons les valeurs suivantes : .17 m. dans lequel l’action sismique est considérée dans trois directions (deux horizontales et une verticale). 42 .5 Action sismique La vérification de la structure vis-à-vis du séisme. L’accélération nominale est donnée en m/s².R D (T ).ρ . se fait selon les règles PS92.Pn1 = 138 daN/m² .τ Accélération nominale aN art 3.L3 = 5 m Accumulation de neige Accumulation de neige Accumulation de neige 7820 35000 11200 Figure 37: Accumulation de neige sur le hall de sport avec des poutres treillis L’accumulation de neige sur la toiture de la petite nef contre les nefs principales se fait sur une hauteur de 1. Selon la verticale. et le bâtiment est de classe C.29-30 Ce paramètre définit le niveau d’agressivité sismique à prendre en compte et dépend de la classe de l’ouvrage qui se définit en fonction de leur fréquentation et des équipements qui s’y trouvent.Pn’1 = 230 daN/m² . Chacune de ces composantes est caractérisée par un spectre de dimensionnement qui est le même pour les composantes horizontales. 45-47 Un spectre de dimensionnement normalisé permet d’obtenir le coefficient RD(T) qui est sans dimension.55-56 Pour le calcul de l’action sismique. Coefficient d’amplification topographique τ art 5. Masses à prendre en compte art 6. En ce qui concerne la période (T). Dans notre cas. elle est déterminée avec le logiciel Robot Millenium à la suite d’un calcul modal.4 p.charges de neige = 0 (Altitude inférieure à 500 m) 43 .4 p. en présence d’un sol de type S1.234 p. Nous sommes ici. Coefficient de comportement q art 13.25 . Dans notre cas : . le projet se faisant à Strasbourg τ = 1. Ce spectre dépend de la nature du sol et de la période (T) de la structure dans le sens considéré. d’après l’article 13.24 p. 4 Le règlement prévoit un coefficient d’amplification qui concerne uniquement les ouvrages se situant en rebord de crête.5 m/s².charges d’exploitations = 0. le coefficient de comportement est q = 2. La classification des sols se fait en quatre catégories allant du rocher jusqu’au sol de faible résistance.47 Ce coefficient permet de corriger la valeur obtenue avec le spectre de dimensionnement qui est donnée pour un amortissement de 5%. la totalité des charges permanentes avec une fraction des charges d’exploitations et de neige figurent dans les masses à prendre en compte. des structures à comportement dissipatif pour lesquelles certains éléments subissent des déformations plastiques. Dans le cas de l’acier boulonné. Elle est de 2 % pour l’acier soudé.219 du PS92 qui permet de prendre cette valeur pour des constructions dont l’accélération nominale aN ≤ 2.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Coefficient RD(T) art 5. le coefficient ζ est de 4 %.23 p.2 p. Dans notre cas.49 0.219 Le coefficient q permet de prendre compte le comportement post-élastique de la structure étudiée. Il s’obtient par application de la relation suivante : 5 ρ = ζ Où ζ est le pourcentage d’amortissement critique qui dépend du type de matériau qui compose la structure. On distingue les structures à comportement non dissipatif pour lesquelles l’action sismique ne doit pas engendrer des contraintes dépassant le domaine élastique . Coefficient ρ art 5. ainsi que des organes d’assemblages. lorsqu’il y a plastification. Ce règlement est issu des progrès réalisé dans l’étude du comportement élasto-plastique des matériaux. qui adopte le critère de Von Mises.8 Q + E + 0.B.2 et 3 illustrent les étapes de la distribution des contraintes dans une section droite.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Combinaisons d’actions S1u S’1u S2u = G + 0. L’additif 80. d’usage courant. L’acier utilisé est du S275. Le calcul de l’action sismique se fait avec le logiciel Robot Millenium. L’acier est donc supposé avoir un comportement élasto-plastique parfait.4 Q art 8.1 N = G + E + 0. Les schémas 1. qui détermine les modes propres de la structure étudiée.99 E : désigne action sismique déterminée avec les masses prises en compte selon l’article 6. nous permet de mener des calculs qui se basent sur le module de plasticité des profils.1. Nous aborderons également la démarche suivie par le CM66 dans certains cas précis. Figure 38: Comportement élasto-plastique 44 .3 N = G + E + 0. représenté sous le diagramme ci-dessous. Les calculs seront menés à l’additif 80.2 p.2 N + 0.1 p. L’action du vent n’est pas prise en compte. 8 Dimensionnement des éléments de la structure 8.5556 N : action de la neige Q : action d’exploitation N.1 Introduction Dans ce chapitre sera abordé le dimensionnement des différents éléments de structure. Le CM66. Cette disposition est isostatique.5% de la déformation équivalente à un moment de I v. Ce choix consiste à les poser en continues et à les assembler par des articulations. et un gain de matière est réalisé par rapport à des pannes modélisées sur deux ou sur trois appuis.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil 1. pannes. CV 6m 6m 6m 6m 6m 6m 6m 6m Figure 39: Poutre en cantilever 45 . Pour des raisons de montage. qui se détermine en fonction du type et de la taille de profilé utilisé. 8. les fibres extrêmes sont sollicitées à leur limite élastique σe. où S désigne le moment statique de la demie section.1.σ e . 2. contreventement) lors du montage de la charpente. égal à 2. les sollicitations et les déformations sont réduites. L’avantage par rapport à des pannes continues est de pouvoir diminuer les moments de continuité sur appuis qui sont les plus défavorables.S. Elles contribuent également à la réalisation de montants de poutres au vent en versants. 8. simplement en faisant varier la position de l’articulation. Il est cependant possible de tenir compte d’un coefficient ψ d’adaptation plastique. les fibres supérieures qui on atteint σe.1 Modélisation (exemple du bâtiment principal) Le schéma suivant illustre la modélisation d’une poutre cantilever.2. autorise uniquement le dimensionnement des structures avec une limitation des contraintes à σe. Les assemblages seront calculés selon la NFP 22-430 en ce qui concerne les boulons ordinaires.σe. il ne faut pas d’articulations dans la travée où figure la poutre au vent. La section est totalement plastifiée. 3. entrent dans le domaine de déformation plastique.σ e .2 Pannes Les pannes supportent la couverture et assurent le report des charges de la couverture sur les traverses. Par cette méthode. La section se plastifie. le système de stabilité de toiture est souvent assemblé au sol (traverses. Les pannes peuvent être modélisées en cantilever sur les portiques. La section a atteint le moment élastique. le moment repris est appelé moment plastique. la NFP 22-460 pour les boulons haute résistance et la NFP 22-470 pour les soudures. la déformation de la fibre extrême ne dépasse pas 7. Ψ est déterminé de telle sorte à ce que pour un moment égal à Ψ I v. Nous sommes ici dans le cas d’un système isostatique dans lequel chaque articulation aura comme fonction de faire diminuer les moments sur appuis. En effet. Elles lient entre eux les arbalétriers et transmettent des efforts longitudinaux de vent.1. Le moment dimensionnant étant sur appuis. A l’additif 80 qui suppose un modèle élasto-plastique parfait. la vérification se fait en plasticité et doit satisfaire la relation suivante : 46 . y y Pu x x Py = Px x x y y Figure 41: pannes en flexion déviée Au CM66.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Cette modélisation n’est cependant pas adaptée dans notre cas.2 Vérification Pour le calcul des sollicitations. Le calcul des pannes de fait donc en flexion déviée. la vérification la vérification s’effectue en élasticité. il faut donc que : σe ≥ My Mx + Ix /v Iy /v Le règlement permet cependant. de tenir compte d’une certaine adaptation plastique du matériau par l’application d’un coefficient ψ.1.2. malgré que nous ayons une faible pente de toiture. En effet. la flexion dans le sens de l’inertie faible des pannes doit être prise en compte. nous pouvons obtenir un dépassement de la limite admissible en additionnant les contraintes. Nous adopterons donc la modélisation suivante : CV 6m 6m 6m 6m 6m 6m 6m 6m Figure 40: Poutre en cantilever retenue 8. ce qui nécessite la mise en place de liernes. il ne sera pas nécessaire de réaliser toutes les articulations. 211 19 0.614 Solution 3 Pannes continues IPE 120 (212) 0.372 12. la somme des réactions d’appuis des pannes dans la travée correspondante. proche du faîtage.55 Avec α=2 et β=1.447 Sans liernes Elasticité CM66 Plasticité Additif 80 Flèche (mm) (130) 0. aura pour seul effort axial. Elles sont disposées en milieu de travée perpendiculairement aux pannes. Les profilés utilisés sont des cornières de faibles dimensions (40x40x4).528 26 Figure 42: Comparatif des solutions pour les pannes 8.6 0. Ces éléments seront boulonnés sur l’aile inférieure des pannes Au niveau du faîtage.771 (Contrainte (MPa)) Ratio 0. Pour le cas du bâtiment principal. le tableau suivant expose le résultat d’un calcul comparatif élasticité (CM66)/plasticité (Additif80) dans différentes configurations possibles.444 Solution 2 Pannes sur 3 appuis IPE 140 (169) 0.1. 47 . lorsque l’effort normal ne dépasse pas 20% de l’effort admissible. Configuration Echantillon Avec Liernes Elasticité CM66 Plasticité Additif 80 Solution 1 Pannes sur 2 appuis IPE 160 (122) 0.473 (204) 0.3 Mise en place des liernes Les liernes sont des éléments de structures secondaires permettant de limiter les contraintes dans le sens d’inertie faible des pannes.2.4.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil M px M px M + y M py α ≤1 β art.306 0. La plus chargée.168 0.742 (248) 0.900 0. des bretelles en cornière amènent les efforts aux traverses. 1. dont le module d’élasticité est au moins aussi élevé que celui des pannes. boulonnés de part et d’autre de l’âme.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Traverse Panne sablière Panne faîtière Panne Panne Panne Panne Lierne Lierne Br et el le Br e e Br lle te Les bretelles partant de la panne sablière peuvent être intéressantes lorsqu’il y a des risques de déversement de l’aile inférieure de la panne.2. 8.1 Pannes cantilevers : L’assemblage se fait à l’aide de deux UPN. et afin que l’arase supérieure des pannes soit dans un même plan. Afin de bien réaliser l’articulation.4 Eclissage 8.2.1. Pour des raisons de montage. l’entraxe des boulons est plus faible d’un côté de l’assemblage. 4 Bls HM16 2 UPN 100 el et Br le Traverse Figure 43: Liernes Articulation IPE 120 Figure 44: Eclissage d’une poutre te lle 48 . les boulons auront un entraxe plus important en face.4. 5d tr .V1 ) ≤ a // ≤ 4d tr t. Avec : 0.σ e 49 . les conditions de pas et de pince à respecter sont les suivantes : max( 1.2. le principe reste le même que pour articulation. qui est plus élevé de part et d’autre de l’assemblage. Dans le sens longitudinal.2. l’épaisseur de la pièce considérée V1.Vboulon tient compte du cisaillement des pièces assemblées sous l’effet d’un effort t. afin d’assurer la reprise du moment de continuité.1.8. Continuité 4 Bls HM16 2 UPN 100 IPE 120 Figure 45: Continuité d'une poutre 8. peut être limité à 7dtr si l’assemblage se situ dans un milieu favorisant la rouille.4. l’effort de cisaillement dans le boulon exercé suivant a// a s s s a Figure 46: Conditions géométriques d'une poutre en cantilever Le pas s.2 Pannes continues : En ce qui concerne les assemblages de continuité.σ e 3d tr ≤ s ≤ 10d tr dtr qui désigne le diamètre du trou t.4. 0. Le rapport axial.8.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil 8.3 Dispositions constructives : La disposition des trous doit respectée les côtes données dans les abaques de trusquinage.1. à l’exception de l’entraxe des boulons. V 1 t.t ⇒ 1.a // . et multiplié par le bras de levier e.τ ≤ σ e avec τ= V1 2. 8.e Figure 47: Paramètres de calcul d'une poutre en cantilever d N Le moment parasite appelé MCIR. e V d N cir Mcir =V.1.a // .4. on utilise un coefficient de 3 ≈ 1. penser à tenir compte de l’existence d’un moment parasite. Il faut cependant.e = ∑ Fi. A l’additif 80 adoptant le critère de Von Mises. 50 . est équivalent à l’effort tranchant supposé appliquer « au centre » de l’assemblage. et doit transmettre uniquement un effort tranchant.54 est un coefficient majorateur de la contrainte de cisaillement se basant sur le critère de ruine par cisaillement simple.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil On y aboutit de la manière suivante : 1.54.4 Calcul de l’assemblage : Résistance des boulons : L’assemblage se réalise avec des boulons ordinaires. qui désigne l’effort ajouté dans chaque boulon par MCIR. fixé par le CM66.t ⇔ a // ≥ 0.di = 2.e M CIR = V .V1 ≤σe 2. On a donc : F Mcir =V.2.σ e 1. qui se développe autour du centre instantané de rotation (CIR).F .73 au cisaillement simple.d d d F Figure 48: Moment parasite Mcir Avec F. Le CIR se situe au niveau du centre de gravité des boulons de part et d’autre de l’assemblage. Les boulons sont calculés au simple cisaillement selon la NFP 22-430.77.54. e +F = + = + Nbre boulons 2 2. que l’ovalisation des trous n’apporterait pas de gêne à la construction. il est admis.54. on peut trouver un bon équilibre entre moment sur appuis et en milieu de travée. l’inconvénient se situant au niveau des éclissages qui doivent reprendre un moment supplémentaire. qui est : Vboulon = N +V N + V M CIR N + V V . As Avec : m. Dans la norme.5 Conclusion sur les pannes La mise en place de pannes cantilever permet d’obtenir un gain de matière. la contrainte caractéristique des boulons Pression diamétrale : Il est nécessaire d’effectuer une vérification vis-à-vis de la pression diamétrale .d 2 2.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil On obtient donc l’effort de cisaillement dans chaque boulon. la section nette des boulons σred. qui désigne le nombre de plans de cisaillement As.σe d .2. Vboulon ≤ σ red m.d La contrainte de cisaillement doit être vérifiée par la relation suivante : 1. 51 . et par conséquent. On risque une ovalisation du trou. Il est difficile de dire laquelle des solutions 2.3 et 4.t 8. si la limite d’élasticité est dépassée au voisinage du contact boulon/pièce. permettant d’obtenir le même échantillon serait de réaliser les pannes en continues. les boulons exerçants une contrainte sur la surface cylindrique des trous pratiqués dans les pièces assemblées. cependant cette solution nécessite qu’on effectue un éclissage à chaque jonction de pannes qui amène donc un coût supplémentaire.1. Une autre alternative. sera la plus économique. si la condition suivante est respectée : V1 ≤ 3. Les pannes cantilevers permettent de faire varier la position de l’articulation. il est très important de veiller à ce que le logiciel prenne en compte les bons paramètres. la structure sera modélisée en 2D sous forme de portique.33-3 de l’Additif 80. concernant les structures à nœuds déplaçables. Les notes de calcul des éléments de structure sont réalisées avec le logiciel. Ce logiciel présente l’avantage de nous permettre d’aboutir rapidement aux sollicitations par la méthode des éléments finis. Chargements 2. Entrée des données a. Le logiciel utilise les abréviations ACC. 3. profilé. l’Additif 80 et l’Eurocode 3.1. Ce document fait automatiquement apparaître tous les paramètres pris en compte pour la vérification de l’élément : Matériau. EFF et DEP. les portiques sont modélisés sur Robot Millenium. Cela nous permet d’avoir des fichiers moins encombrants et minimise le risque d’erreur lors de l’entrée des données. Les étapes dans la modélisation d’une structure 2D sur Robot Millenium sont les suivantes : 1. Dans l’application que nous en faisons. Définition des paramètres de calcul pour chaque élément Quand on effectue la vérification selon une réglementation. ainsi que des différents paramètres de déversements. ELU fondamentales et ELS de service. Il faut toutefois être très prudent vis-à-vis des résultats obtenus. Il permet également de vérifier les structures selon le CM 66. comme dans l’exemple suivant. il s’agit de la détermination des longueurs de flambement des éléments verticaux. éditée sous Robot Millenium. Dans notre cas. Les longueurs de flambement sont déterminées par la méthode définie à l’article 5. 52 . Coordonnées des nœuds b.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil 8. qui désignent respectivement les combinaisons d’actions ELU accidentelles.3 Calcul des portiques Vu la complexité de la structure. Pour ce qui est du déversement les paramètres sont donnés suivant ce qui est dit au paragraphe 10 de ce rapport. Calcul et interprétation des résultats Sur la page suivante. et analyser un maximum leurs cohérences. vis-à-vis de certains phénomènes. combinaison de cas de charge décisive. Caractéristiques des barres c. longueur de flambement etc. figure un exemple d’une note de calcul d’un poteau. 46 daN*m Np = 392584.12 Lay=43.47 Lky=6.846 cm3 Welz=525.04 Laz=41.800 cm4 Iz=7886.65 cm < vx max = L/150.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil CALCUL DES STRUCTURES ACIER ---------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------NORME : Additif 80 TYPE D'ANALYSE : Vérification des pièces ---------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------FAMILLE : POINT : 3 COORDONNEE : x = 1.88 daN ----------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------PARAMETRES DE DEVERSEMENT : ---------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------PARAMETRES DE FLAMBEMENT : en y : en z : Ly=3.32) Vz/Vpz = 0.00 = 2.13 Lkz=3.50 + 7*1.80 + 11*1.758 cm2 ea=1.0 cm bf=30.09 < 1.060 m La_y=0.00 ---------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------FORMULES DE VERIFICATION : (k0*N)/Np + (kfy*My)/(kd*Mpy) = 0.789 cm3 ---------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------EFFORTS INTERNES ET RESISTANCES ULTIMES : N = 58539.30 ---------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------MATERIAU : ACIER E28 Sig_e = 27.00 + 2*0.00 + 9*1.00 + 2*0.04 cm Vérifié Cas de charge décisif : 20 DEP /1/ 1*1.82 kfy=1.060 m PIECE : 8 ---------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------CHARGEMENTS : Cas de charge décisif : 23 ACC /10/ 1*1.17 kfz=1.8 cm Wely=1890.00 = 2.04 cm Vérifié Cas de charge décisif : 20 DEP /33/ 1*1.00 vy = 0.000 cm2 Az=35.060 m k0z=1.91 daN Vpz = 59948.00 + 12*0.00 ---------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------- 53 .000 cm4 es=1.33 daN*m Vz = 5663.50 Lz=3.840 cm4 Ix=147.060 m La_z=0.0 cm Ay=105.000 cm2 Ax=142.50 daN/mm2 ---------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------PARAMETRES DE LA SECTION : HEA 360 ht=35.0 cm Iy=33089.00 (5.672 m k0y=1.00 cm < vy max = L/150.10 + 9*0.50 daN Mpy = 57437.57 daN My = -33784.00 L = 3.00 (4.00 + 9*1.4) ---------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------DEPLACEMENTS LIMITES Flèches Non analysé Déplacements vx = 0.78 < 1. On distingue deux types de protection : • la protection active avec des dispositifs se déclenchent avec l’élévation de la température. • la protection passive avec un revêtement comme le béton. Elle s’exprime en heures et en fractions d’heures. puisque elle prend en compte la résistance au feu.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil 9 Vérification au feu Le feu cause environ 600 décès en France par ans ainsi que des dégâts matériels considérables. L’effondrement d’une structure sans étage pendant un incendie ne cause jamais de mort. pendant l’évacuation sans causer de dommages aux bâtiments alentours. Ces chiffres sensibilisent sur l’importance de la sécurité incendie des bâtiments. La combinaison de plusieurs de ces dispositions permet de réduire les risques et de satisfaire les trois exigences auxquelles doivent répondre tous les bâtiments en cas d’incendie : • • • Evacuation des occupants Intervention des secours Limitation de la propagation du feu La protection passive est un problème traité dans notre projet. La stabilité au feu d’un bâtiment.). Le dégagement des fumées toxiques explique 98% des décès. les peintures intumescentes. puisque la température dans le local ne permet pas de présence de vie. le plâtre. Ce qui doit être étudié est le comportement de l’ouvrage. etc.22 milliard d’euros sont versés aux PME par l’ensemble des sociétés d’assurances en une année. les matériaux ou dispositifs coupe-feu et pare flammes. Plus de 1. et des dispositions constructives (compartimentage. ne représente pas la valeur réelle de tenue au feu de l’ouvrage. mais un temps de référence sous feu conventionnel. afin d’éteindre l’incendie (arrosage) ou alerter les personnes présentes (alarmes). paroi coupe-feu. 54 . spécifiée dans la réglementation. On évalue ainsi le degré de résistance d’un élément de structure exposé au feu normalisé.2 Influence de la prise en compte de la vérification au feu La vérification au feu doit déterminer le temps nécessaire à un élément pour atteindre sa température critique. donc : • Les structures doivent être stables au feu pendant ½ heure. La dalle mixte « Cofradal 200 » est une solution qui retient l’attention puisque elle permet d’autre part : • une mise en œuvre par un charpentier. • Possibilité de marcher dessus pendant la mise en place des dalles. 55 . locaux et enceintes dans lesquels des personnes sont admises. » Espace loisir est un Etablissement sportif couvert (Type X) de deuxième catégorie (Effectif de 700 personnes environ). Les poteaux mixtes sont écartés.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil 9. Le plancher bas du dernier niveau à moins de 8m du sol. Ce projet ayant des problèmes de séisme et de feu important. il serait plus judicieux de se diriger sur une solution uniquement en béton pour les éléments de structure. puisqu’ils feraient intervenir un lot supplémentaire de béton que nous souhaitons éviter. La température critique est la température à partir de laquelle l’élément ne retient plus sa charge. Si une telle solution devait être envisagée. la tenue au feu pour ½ heure est difficile à être justifiée. Le client impose des contraintes architecturales : • Pas de faux plafond (pas économique) • Pas de flocage (problème esthétique) • Peinture intumescente (Garantie cinq ans uniquement) 9. car le bureau d’étude a confirmé que ce projet devrait être réalisé en construction métallique.1 Réglementation relative aux ERP La définition d’un Etablissement recevant du public est la suivante: « Tous bâtiments. C’est pourquoi des solutions doivent être envisagées : • Plaques en plâtre. ce choix n’a finalement pas été retenu. Cependant. soit librement. Ces dispositions répondent aux contraintes de l’évacuation des personnes et de l’intervention des secours. • Les planchers doivent être coupe-feu pendant ½ heure. soit moyennant une rétribution ou une participation quelconque. Pour des structures aciers. • Dalle mixte « Cofradal 200» ( ½ heure de tenue au feu garantie). ou dans lesquels sont retenues des réunions payantes ou non. ce projet aurait certainement bien convenu pour une étude en béton. Combinaisons de charge A = 1.7 × Qn + S A = 1. Traitement thermique réalisé.8 × Qn A = 1.1 × G + 0. 9.5 × S A = 1.8 × Qa + W + 0. Le feu normalisé se base sur le graphique suivant : Figure 49: Feu normalisé 1.1 × G + 0.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil • • • • Pas de chape nécessaire en coulant le béton sur le chantier (revêtement souple prévu à cause des actions dynamiques possibles). Traitement acoustique intégré.5 × S A = 1. 56 . ce cofradal 200 peut être vendu avec une peinture qui résiste en milieu humide. Enfin.1 × G + 0.1 × G + 0. La modélisation des structures sous Robot fournissent les sollicitations les plus préjudiciables.8 × Qa + S Les charges accidentelles sont négligées dans les notes de calculs.7 × Qn + W + 0.1 × G + 0.1 × G + Qa A = 1. Pare vapeur intégré.3 Méthode de vérification Les règles FA P92-702 fournissent la méthode de vérification au feu des éléments d’une structure. 2. ` Figure 50: Valeur de σa/ σu Le tableau ci-dessus donne les facteurs d’utilisation en fonction des sollicitations appliquée.2): La température critique est la température à partir de laquelle l’élément ne retient plus sa charge.2 Tableau II) Le facteur d’utilisation est le rapport entre la charge appliquée à une pièce et la charge limite qu’elle est capable de supporter à température normale. Détermination de k (§4.2.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil 2. 3. Facteur d’utilisation « σa /σu » (§4. 57 . Calcul de la température critique (§4.2-tableau III) Ce coefficient k prend en compte : L’exposition au feu partielle (sur trois côtés) ou totale L’hyperstaticité de la poutre 4. 4) Le calcul de la température d’échauffement en fonction du facteur de massiveté se réalise avec la formule suivante : L’itération de cette précédente formule permet d’établir la relation entre la température d’échauffement de la poutre et le temps pour y parvenir. L’organigramme résume les étapes précédentes : Facteur d’utilisation σa / σu Coefficient k (poutre exposée au feu sur trois côtés) Coefficient k (poutre avec un échauffement uniforme en section) 0 < ψ ≤ 0. Il suffit de lire le temps correspondant à cette température d’échauffement. Calcul de la température d'échauffement (§4.34+ψ θ cr = 745 × (1 − (ψ )1. Facteur de massiveté La massiveté d’une poutre est le rapport entre la surface exposée au feu et de son volume.4) La recherche de la température d’échauffement inférieure à la température critique se fait avec la relation (1). Détermination du temps d’échauffement (§4.3 ) 2 / 3 Facteur de massivité du profilé (S/V) Choix de température d’échauffement θ< θcr Temps d’échauffement pour θ Figure 51: Organigramme de vérification au feu 58 . 6.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil 5.38 σ ψ =k × a σu 0. et des surfaces non exposée au feu. Ce facteur dépend du type de profilé. 8. 7. de son enrobage.38 < ψ ≤ 1 θcr = 340+ 240×ψ 0. il est possible de connaître les combinaisons les plus défavorables. Les combinaisons de charge retenues sont : A1 = 1.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil 9.8 × Qn A2 = 1. 12 13 13’ 15 16’ 17 Poutres de l’étage 1 (Portique file 4) Poteau 8 de l’étage 1 (Portique file 4) Une vue d’ensemble est fournis en annexe pour situer ce portique.1 × G + 0.1 × G + 0. Avec les résultats sur Robot.7 × Qn + S Tableau 2: Temps d'échauffement des poutres de l'étage 1 Noeuds Θ(° C) T(mn) A1 A2 A1 A2 13 645 615 17 16 13’ 921 932 53 57 15 715 695 20 19 16’ 837 831 32 31 17 938 >940 59 >60 59 .4 Résultats pour les poutres à l’étage 1 du portique de la file 4. La vermiculite est un minéral naturel formé par l’hydratation de certains minéraux basaltiques.6. il peut être intéressant de s’orienter sur une construction mixte acier Béton. Figure 53: Perlite 60 . 9. A 18 minutes. Le poteau 8 est stable au feu pendant 18 minutes.5 Résultats pour le poteau 8 du portique de la file 4.6 Protections passives On distingue 3 principales familles développées ci-dessous. 9.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil 9. et souvent associé dans la nature à l'amiante.1 Protection par produits projetés Figure 52: Flocage Les produites projetés sont à base de : • fibres minérales et de liants hydrauliques • ciments ou de plâtres plus ou moins allégés avec de la vermiculite ou de la perlite. Afin d’avoir une tenue au feu d’une demi heure. (Le basalte est une roche volcanique issue d'un magma refroidi rapidement au contact de l'eau ou de l'air) La perlite est une roche naturelle à base de silice. le profilé atteint 717°C. Si un primaire d’accrochage doit être employé. Cette solution est la plus économique. 61 . Des renseignements donnés par un revendeur du produit Dossolan 2000 S nous ont indiqué qu’il faut distinguer trois emplacements : • • • la toiture jusqu’à 30 mm d’épaisseur (22 euros HT) la charpente non accessible avec 10 mm d’épaisseur (10 à12 euros HT) la charpente accessible jusqu’à 2m avec 10 mm (15 euros HT) Ces prix sont bien entendus approximatifs et tiennent en compte de la fourniture ainsi que de la pose. il doit être indissociable du produit de protection à l’incendie et ne peut pas être remplacé par un produit équivalent sans accord d’un laboratoire officiel.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Conditions de mises en œuvre : Les produits sont directement projetés sur les éléments à protéger. Aucune préparation préalable des profilés n’est requise avant la projection des produits. Avantages : • • • • la plus économique des solutions peu ou pas de préparation nécessaire sur les profilés applicable sur des profils bruts de laminage ou traités contre la corrosion applicable sur des bâtiments mixtes acier béton Limites : • • • • • applicable à des structures intérieures et généralement non apparentes mise en place de protection par films plastiques avant le démarrage des travaux nécessité de contrôler les épaisseurs appliquées mise en œuvre uniquement sur des structures inaccessibles (Fragilité des produits fibreux et des produits pâteux à faible masse volumique) qualité de la mise en œuvre et finition en fonction su savoir faire des applicateurs L’ordre de prix du flocage dépend de l’emplacement du produit. Les plaques peuvent être : • • posées directement contre les profilés acier en insérant des entretoises entre les ailes des profilés fixées sur une ossature métallique légère entourant les profilés La deuxième solution est préconisée par les fabricants de plâtre.2 Protection par produits en plaques ou panneaux Figure 54: Panneaux en plâtre Conditions de mise en œuvre : La protection au feu se réalise en entourant les profilés d’un caisson à trois faces (poutres) ou 4 faces (poteaux). 62 . Les panneaux de laine de roche sont : • embrochés sur des clous soudés sur les profilés et maintenues en place avec des plaquettes de type Prestôle • assemblés entre eux avec des vis type tire-bouchons ou des clous de charpentier L’étanchéité des caissons est réalisée par encollage des bords assemblés ou par une finition des joints avec un enduit.6. La mise en œuvre est proche de la menuiserie et emploie les mêmes outils. Les plaques de plâtre ou silico-calcaire sont fixées par des vis ou agrafes.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil 9. F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Avantages : • • • • • • Dissimule les profilés Pas de préparation des profilés Plaques de plâtre ou silico-calcaire mise en place dans des zones accessibles (résistant aux chocs) Mise en œuvre par des entreprises de pose de cloison Mise en œuvre sèche et propre Possibilité de réaliser des décorations sur les panneaux Limites : • • • • • Panneaux de laine de roche destinés à des zones non accessibles Plus chère que les produits projetés Efficacité en fonction de la qualité des découpes.3 Protection par peinture intumescentes Principe de fonctionnement : Cette protection se compose de trois types de peinture : • une peinture anti corrosion • une peinture intumescente • une peinture de finition Figure 55: Peintures intumescentes La protection au feu est uniquement réalisée par la peinture intumescente. 9.6. Une peinture de 1000 µm fournit 1 à 4 cm de meringue. Une peinture ou un film étanche (film aluminium pour les panneaux de laine de roche) peuvent être employés à cet effet. 63 . des assemblages et de l’étanchéité des plans de contacts par encollage Utilisation des plaques de plâtre uniquement en intérieur Protection en extérieur nécessaire des plaques en silico-calcaires et des panneaux de laine de roche contre l‘humidité. L’échauffement cause une expansion de cette peinture pour former une meringue protectrice. généralement avec un grenaillage de degré Sa 2. propre. possible accessible Extérieur/ intérieur. Ces peintures s’applique par couche successives de 600 µ espacées de un à plusieurs jours.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Conditions de mise en œuvre : Une préparation particulière des profilés est nécessaire. non apparente. Avantages : • • Aspect architectural des structures en acier puisque la faible épaisseur appliquée (5mm au maximum) respecte toute les formes des profilés et des assemblages.5 Peintures intumescentes Mixte Acier/Béton Acier Intérieure. Elles peuvent être appliquées à la brosse ou au pistolet Airless. peinture à base de solvant applicable en extérieur Limites : • préparation de surface soignée • Application d’un primaire anti-corrosion • Conditions de température ambiante et d’hygrométrie particulières • délais importants de séchage entre les couches successives • Garantie limité à trois ans (nécessité de reconduire une pose de peinture périodiquement) Le fabricant Luri nous a renseigné sur le prix : • primaire de fixation 150g/m2 = 16 euros • Peinture intumescente 2 kg/ m2 = 56 euros • Finition 150 g/m2 = 3. séchage en valeur 64 . Structure salissant mise entre 6 et 11 (11 en toiture) entre 11 ou 12 (12 pour la piscine) 61 Acier Garantie trois ans Couche successive.5 suivi d’un dépoussiérage soigné.7 euros Soit un prix de fourniture égale à 61 euros Nous récapitulons brièvement dans un tableau les différentes solutions : Tableau 3: Protections passives au feu préparation au préalable type d'application Conditions Primaire d'accrochage pour Mise en œuvre Aspect architectural Prix en euros au m2 (HT) Aucune Produits projetés Aucune Plaques/ panneaux Grenaillage Sa 2. certain produits salissant Elements de Intérieure. Décoration menuiseries apparente. Aucun zone non accessible. Les critères retenus sont surtout de l’ordre architectural. On ne retient pas également la peinture intumescente puisque la garantie limité à trois ans obligerait le maître d’ouvrage de repeindre les structures à des coûts non négligeables. Des constructeurs comme KNAUF proposent des panneaux de plâtre résistant à l’humidité. 65 . C’est pourquoi le flocage n’est pas retenu. on décide d’employer les panneaux de plâtre comme moyen de protection passive au feu.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil A l’aide de ce tableau. Le choix des panneaux de plâtre devant la laine de roche s’explique par la présence d’humidité avec la piscine et les vestiaires. L’origine de ce phénomène est une compression trop importante dans l’une des semelles d’une poutre en flexion.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil 10 Vérification au déversement Le déversement est une instabilité de forme. voilement local). Ce point fixe réduit la longueur de déversement. Des bracons permettent de se prémunir contre tout risque de déversement. En plus du fait de placer judicieusement les bracons. La rotation de torsion est favorisée par les actions respectivement divergente de la membrure comprimée. 66 . Cette instabilité correspond à un mode propre de déplacement par flexion latérale et par torsion. on doit éliminer tout risque de déversement dans une structure soumise aux charges pondérées les plus défavorables. Pour résoudre ce problème. (Article 5-23) L’effet des charges permanentes et d’exploitation peut entraîner une compression trop importante de la semelle supérieure en milieu de travée. la membrure supérieure comprimée est maintenue par les pannes. Le plus souvent. La longueur de déversement est définie par l’écartement des pannes. à savoir le maintient efficace en translation latérale et rotation axiale des sections entretoisées. Celle-ci est trop faible pour avoir un risque de déversement. l’aile inférieure comprimée peut déverser car elle n’est pas retenue. Les liernes contrarient le déversement des pannes puisque elles réduisent la longueur de déversement par deux. Comme pour les autres phénomènes d’instabilité (flambement. on place souvent un bracon ou des raidisseurs au niveau de la première panne. L’effet de soulèvement provoqué par le vent peut entraîner une compression trop importante de la semelle inférieure des pannes et des traverses. on ne vérifie pas cette instabilité car dans cette zone de moment de flexion positif. Cette longueur vaut 3 m dans ce projet. Il faut pour cela que ces bracons possèdent une résistance et une rigidité suffisantes. il faut s’assurer que ceux-ci remplissent bien les conditions de contreventement requises. et stabilisante de la membrure tendue. Dans la zone de moment de flexion négatif. Ces bracons subdivisent les poutres en tronçons qui peuvent éventuellement présenter des zones plastifiées. le moment fléchissant est variable et les charges appliquées sur la poutre peuvent favoriser ou retarder le déversement. Pour les profilés en double T. Dans le cas général. Comme pour le flambement. La résolution numérique sur ordinateur par la méthode des éléments finis. η < 0 si la charge est dirigée vers le centre de gravité de la section à partir de son point d’application 67 . qui est déduit de l’interprétation d’un grand nombre d’essais.22 P354): 2 M D = c1 × MD peut alors s’exprimer de la manière générale × ζ + (η × c 2 ) 2 + 2 × LD JG ×( ) + η × c2 EI y π × ( H − t f ) π × EI y × ( H − t f ) 2 × L2 D • • • • • • • ζ = 1 pour les profilés en double T ζ = 0 pour les sections en caisson H la hauteur du profilé tf = épaisseur de la semelle Iy = Moment d’inertie de flexion par rapport à l’axe yy η = Distance entre le centre de gravité de la section et le point d’application de la charge. le moment suivante (§5. assimilable au coefficient k0. peut s’exprimer par la relation : On détermine le moment ultime.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil 10. et de contraintes résiduelles dans les poutres a pour effet de diminuer leur résistance au déversement. s’impose. inférieur ou égal au moment de plastification complète de la section Mp. divisé par la demi-hauteur du profilé. Ainsi.1 Principe de vérification 10. M u = kD × M P 0 < kD < 1 avec kD = 1 n M 1+ P M D n • • n=2 pour profilés laminés n=1. Cependant.1 Coefficient de déversement kd La présence d’imperfections géométriques et matérielles.5 pour profilés reconstitués Le calcul de kd exige de connaître le moment critique de déversement élastique Md. le moment ultime de déversement. l’application de la méthode de Galerkin ou l’application de la méthode énergétique permet de faire apparaître l’influence du mode chargement et du niveau d’application des charges par rapport au centre de gravité de la section.1. pour certains cas simples. ces imperfections sont prises en compte en introduisant un coefficient de réduction kd. Toutefois. ou lorsqu’on admet que la poutre à entretoiser n’est pas rectiligne à cause des inévitables imperfections géométriques. est empiriquement admis égal à 2% de l’effort de compression maximal F dans cette membrure.22). Ce maintient empêche simultanément la rotation de ces poutres. Pour remplir efficacement ce rôle. et perpendiculairement au plan de l’âme. dans le plan perpendiculaire au plan de flexion. ou encore lorsqu’on est en présence de déformation de flexion.2 Dispositif de retenue Les entretoises ont pour rôle de maintenir en position vis-à-vis d’un déplacement latéral la semelle comprimée des poutres susceptibles de se déverser. Les valeurs des coefficients c1 et c2 ont été calculés pour un certain nombre de cas. le tableau fournit dans le tableau suivant ne permet pas de prendre en compte un cas très répandu. c1 est un coefficient dépendant de la loi de variation du moment fléchissant. lorsque la poutre est soumise au chargement pondéré. lorsque celle-ci flambe.5L pour un encastrement parfait. agissant dans le plan moyen de la membrure comprimée. de la membrure comprimée de la poutre LD=L si il n’y a pas d’encastrement par rapport à l’axe yy aux extrémités de tronçon non contreventé LD=0. Cet effort de « poussée au vide ». L’origine de ces sollicitations provient de la « poussée au vide ». (tableau 5 §5. 10. crée par l’effort normal s’exerçant dans la membrure comprimée. 68 . L’Eurocode 3 traite à présent de ce problème. celui d’une traverse de portique soumis à un chargement réparti.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil • η > 0 dans le cas contraire • • • • • • η=-1 η=0 η=+1 L=distance entre les entretoises qui définissent le tronçon étudié LD=Longueur de déversement générale égale à la longueur de flambement. les entretoises doivent offrir une résistance et une rigidité suffisantes aux sollicitations auxquelles elles sont soumises.1. c2 est un coefficient dépendant du niveau d’application des charges par rapport au centre de gravité de la section. Lc − 4.E.02 F k k= F D Figure 57: Déplacement latéral de la semelle comprimée Avec Is qui représente le moment d’inertie de la semelle comprimée dans le plan d’inertie faible de la poutre. lequel doit pouvoir résister à l’effort transmis. 6 .I e Dans le cas d’un système entretoisé la rigidité k est définie par : k = 2 h . ces éléments ne deviennent pas un appui supplémentaire pour les pannes. et Lc la portée de la panne.(3.23 une méthode permettant de dimensionner les dispositifs de retenue anti-déversement.d ) Avec Ie qui est l’inertie de la section de l’entretoise.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil La transmission de cet effort de divergence à l’entretoise (poussée au vide) dépend du système de liaison poutre-entretoise. Il faut que ces éléments soit les plus élancés possibles pour qu’ils flambent sous le moindre effort de compression.E . qui maintiennent la semelle inférieure de la traverse. Il s’agit de la mise en place d’entretoises travaillant exclusivement en traction. (Fig P114 manuel pour le calcul en plasticité des constructions en acier) L’additif 80. d 0. donne à l’article 5. h 69 . mais également un critère de rigidité k lié au déplacement latéral de la semelle comprimée qui doit être supérieur à la valeur définie sur le schéma suivant : k≥ 40. Les entretoises doivent donc satisfaire un critère de résistance.I s L3 0. Ainsi.02 F Figure 56: Bracons L’effort à retenir par les bracon pour contrarier le phénomène de déversement doit être égal à 2% de l’effort de traction maximum F qui peut circuler dans la semelle comprimée de la traverse. F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Cependant une alternative possible serait de remplacer cette disposition constructive par de simples raidisseurs. nous avons déterminé le coefficient de rigidité k qui donne la relation entre la force 0.h)/e 0. sur la base des calculs effectués pour aboutir au coefficient k.I p h 2 .F. L’effort équivalent à 0. Pour valider cette solution.02.h)/e. e (0.02 F.02.h)/e 0. On peut alors considérer que la section au niveau des raidisseurs constitue un bloc rigide. ` 70 .L Ce modèle de calcul est limité aux pannes posées dans les deux travées adjacentes au portique étudié. Nous avons donc intégré dans ce projet cette solution constructive pour éviter le phénomène de déversement.02 F (0. nous obtenons : k = 6 .F exerce un moment qui se redistribue dans les boulons en effort de traction égal à (0.02. et demande que le moment au centre de gravité de la panne n’ajoute pas de contrainte qui remettrait en question l’échantillon dimensionné.02 F.02 F Figure 58: Raidisseurs Cette solution nécessite que les pannes soient continues sur les appuis. ce qui nous place en sécurité par rapport à un modèle plus complet. Le modèle de calcul est le suivant : L Ip Ip I 8 h L h 0.02 F Figure 59: Modèle de calcul pour les raidisseurs Suite à un calcul effectué avec la méthode des déplacements.E .F et le déplacement latéral de la semelle comprimée. dont une section est entièrement plastifiée. il se produit une certaine adaptation de la structure : la rigidité d’une barre qui est proche du flambement diminue et la part des efforts qu’elle transmet est réduite. ce qui place généralement en sécurité. La charge de flambement d’un poteau est une charge ultime pour celui-ci. on distingue deux types de structures : • les structures à nœuds fixes. 11. La vérification du flambement par flexion excessive autour de l’axe xx est : k0 x × M N + k fx × m ≤ 1 NP M px 71 . dans lesquelles toutes translations importantes des nœuds dans le plan de flambement considéré. sont empêchées par un dispositif convenable. En revanche. Dans les recommandations. Elle est atteinte lorsque la barre perd toute rigidité sous une sollicitation de compression.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil 11 Vérification au flambement Le flambement est un phénomène important en construction métallique : il conditionne presque toujours le dimensionnement des poteaux. l’effort normal de flambement est indépendant des moments de flexion agissant sur celle-ci. Dans une barre réelle.1 Flambement dans le plan de flexion Pour une barre sans imperfections et à comportement toujours élastique. les sollicitations obtenues par le calcul deviennent égales à une charge de flambement du poteau. les déformations peuvent augmenter sans qu’il y ait perte de résistance de la barre : l’équilibre est indifférent sous les sollicitations de plastification. un calcul du second ordre en tient compte. on considère qu’il y a ruine de la structure dès que dans un des poteaux. Tous les poteaux du projet sont ainsi dimensionnés au flambement. l’équilibre devient instable : il y a perte de la capacité portante du poteau lorsque les déformations augmentent. Les efforts sont repris par le reste de la structure. la présence d’un moment de flexion entraîne des plastifications partielles qui réduisent la rigidité de la barre et par conséquent abaissent l’effort normal de flambement. Pour l’étude du flambement. On ne prend pas en considération cette adaptation dans un calcul du premier ordre. que la structure soit calculée en élasticité ou en plasticité. • Les structures à nœuds déplaçables. Le comportement du poteau est différent du comportement d’une barre. Dans cette barre. Dans la réalité. Par contre. sous les charges de flambement. le flambement peut se produire par un déplacement dans le plan perpendiculaire au plan de chargement. kD = 1 Cette effet de torsion peut être négligé si I x LKy × < 2. si les deux moments d’inertie principaux sont très différents et si la barre n’est pas suffisamment soutenue latéralement. L’effet de torsion est négligeable avec une rigidité importante à la torsion des barres.5 I y LKx Le flambement hors du plan de flexion est plus défavorable que le flambement dans le plan de flexion. Y X X Y Figure 60: Axes d’un profilé Axes d'un profilé 72 .3 Comparaison entre les deux modes de flambement En négligeant l’effet de torsion. Les pages indiquées se réfèrent à l’ouvrage suivant : « Règles CM66 et additif 80_Règles de calcul des constructions en « acier_Eyrolles ».F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil 11. La vérification est : k0 × avec k0 k fx M mx N + × ≤1 N P k D M px égal au plus grand entre k0 x et k0 y 11.2 Flambement hors du plan de flexion Si la barre est fléchie dans son plan d’inertie maximum. accompagné d’une torsion de la barre. 1 × K A × K B K A + K B + 5. la longueur de flambement est: LK = 1.6 × ( K A + K B ) + 0.1 M Py ( daN × m) = Wel . y × σ e ( MPa ) × 0.1 A l’aide de Robot.4 Longueur de flambement (§5.33-2 P372) Considérons un poteau entre les nœuds A et B. Si un nœud est articulé.05.5 Les sollicitations Les sollicitations limites sont: N P ( daN ) = A(cm 2 ) × σ e ( MPa ) × 10 M Px ( daN × m) = Wel . La longueur de flambement s’exprime en fonction de l’inertie et de la longueur des poteaux et des poutres environnement. 11. Lw Ln Inw Lo Isw Ls B Io A Ise Is Le In Ine I nw I ne + Lw Le KB = I n I 0 I nw I ne + + + Ln L0 Lnw Le Figure 61: Longueurs de flambement I sw I se + Lw Le KA = I s I 0 I sw I se + + + Ls L0 Lsw Le Si un nœud est encastré. 73 . la longueur de flambement est: LK = 3 − 1. max .4 × ( K A + K B ) + 1. on prend K=0. on prend K=0. M x .5 × K A × K B 11. M y .6 Les élancements (§5.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil 11. On détermine ainsi la longueur de flambement pour l’axe fort x et pour l’axe faible y.6 + 2. on détermine les sollicitations réelles du poteau N max .28 × K A × K B Pour une structure à nœuds déplaçables.84 × K A × K B ×L 3 − ( K A + K B ) + 0. Pour une structure à nœuds fixes.max . Les élancements réduits sont calculés comme suit : Ces élancements sont calculés selon l’axe fort et l’axe faible.95. x × σ e ( MPa ) × 0.31 P365) Les élancements sont calculés comme suit : λ = LK i avec i = λ = σe λ × π E I A (rayon de giration). 489 pour les profilés en double T.2) + λ 2 ) 2 − 4 × λ 2 si λ ≥ 0.2 avec α = 0.7.1 Coefficient kD Le coefficient de déversement est déterminé dans la partie §11.32 P371) kf = Cm 1− λ2 × N NP 74 .7.2.7.24 P364) λ ≤ 0.1 on a : • • k0 = 1 k0 = Eléments simplement comprimés (§5.7. 11.1.2 On a : Coefficient kf (§5.2 si 2× λ2 1 + α × (λ − 0.22 P355): 11. 11.2 Pour les éléments comprimés et fléchis (§5.2.2) + λ 2 − (1 + α × (λ − 0.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil 11.7 Coefficients 11.1 de ce rapport. 8×α × 2 N Ncr Autre cas 1 Avec : N cr = π × EI (LK )2 11.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil 11.2× N Ncr N Ncr N Ncr 1− 0.5 q N Lk/L=0.5 q N Lk/L=1 aL N L Q N N N N N ßM N Cm 0.2.3× (1+ β 2 ) + 0.4× 1 1− 0.2.4 • • Structures à nœuds déplaçables Cm=1 si la barre est fléchie en simple courbure Cm=0.3 Structures à nœuds fixes : Tableau 4: Structures à noeuds fixes Mode de chargement et d'appui M N -1< ß < 1 Q N Lk/L=1 Q N Lk/L=0.2× 1− 0.4× β 1− 0.85 dans les autres cas 75 .7.7. En premier lieu. on ne prend pas en compte la possibilité de flamber entre deux pannes.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil 11.8. Par expérience. on choisit le modèle d’une barre encastré d’un côté et rotulée de l’autre. Remarque : 76 .1 NP M my N k fx M mx + × + k fy × ≤1 N P k D M px M py Cette résistance doit être vérifiée si : On doit vérifier la relation suivante : k0 × En pratique. Puis on paramètre le déversement • • • • le type de déversement est un élément à deux moments différents aux extrémités on place le niveau de chargement au dessus de la semelle Le coefficient de longueur pour l’aile supérieure est négligé puisque les pannes empêchent tout déversement de la semelle supérieure Pour le coefficient de longueur de l’aile supérieur.2 Eléments comprimés et fléchis (§5. puisque les pannes ne permettent pas de déplacement transversal au droit de leur appui.32 P369) λ > 0. la longueur de flambement est l’espacement entre deux pannes.8 Vérifications 11.31 P365) La relation suivante doit être vérifiée : k0 × N ≤1 NP 11. on paramètre le flambement : • • Selon l’axe fort y. la longueur de flambement est la longueur de la traverse Selon l’axe faible z.8. l’utilisation du logiciel Robot impose de régler des paramètres de déversement.1 Eléments simplement comprimés (§5.2 k0 × N > 0. avec la longueur de déversement égale à la longueur de la traverse. Galéa ( Référence STACAL 1-02. et au-delà de la méthode employée dans notre projet. Il y a 27 ans. Ni l’article 5.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Lors d’une formation aux Eurocodes. une approche avait été réalisée pour fournir des abaques des coefficients C1 et C2. nous a précisé que le mode de ruine d’un portique pouvait être considéré comme un déversement d’après des constations réelles de ruine. les Eurocodes dans la NF EN 1993-1-1/NA (mai 2007). Les moyens informatiques actuels ont révélés que des erreurs de 40% avait été atteintes. modélisé comme ci-dessous : q M M La réponse nous est apportée dans un article du CTICM écrit par Y. article 3. ni les règles CM66 ne traitent du cas de figure pourtant répandu d’une poutre soumise à un chargement réparti et des moments aux extrémités. Pierre maître. Toutefois. 77 . Etant donné l’importance de ce phénomène. nous avons cherché à comprendre pourquoi il n’est pas possible de traiter le cas courant d’une traverse de portique. deuxième trimestre de 2002).3 traitent à présent ce cas de figure. directeur technique chez Socotec.22 de l’additif 80. Les cornières en croix sont représentées ci-dessous : Figure 62: Cornières en croix Les montants du treillis pourraient être disposés ainsi. et réaliser de manière à ne donner que des efforts normaux dans les barres. Les triangulations secondaires ont été placées en fonction de l’emplacement des pannes.1 Description Les poutres à treillis sont constituées de barres droites reliant des nœuds. On distingue : • Les barres principales (membrures hautes et basses) • Les triangulations secondaires. Pour réaliser les barres et les membrures de treillis. Toutefois. elle dispose d’un seul plan de cisaillement. le treillis. Les assemblages sont supposés être à rotules. En outre. Cette disposition impose toutefois de faire varier le sens des liaisons intermédiaires. les charges réparties en toiture sont transmises aux nœuds du treillis par l’intermédiaire des pannes. deux dispositions constructives sont possibles : • Cornières dos à dos • Cornières en croix Pour ces solutions. il est nécessaire que les cornières ne puissent pas flamber individuellement. on retient une disposition en dos à dos comme suit : 78 . Pour ce faire. Enfin.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil 12 Variante en treillis du hall de sport 12. En effet. Par conséquent. les charges sont appliquées aux nœuds. Cette technique fait partie des hypothèses de calculs. cette solution n’est pas retenue pour son manque d’esthétique et le fait de devoir inverser une fois sur deux le sens des plats pour le maintient des cornières entre elles. elles doivent être reliées entre elles en plusieurs points entre leurs extrémités. mais globalement. Hypothèses de calcul pour le treillis : • • • Articulations (pas de moment) Barres à efforts axiaux Chargements aux nœuds Dans le modèle Robot.33 G+ 1.75 W : Le vent extrême entraîne un soulèvement qui dimensionne les barres du treillis au flambement. Des compressions de l’ordre de 15 tonnes pour le premier montant et 4 tonnes pour la première diagonale.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Figure 63: Cornières dos à dos Cette solution présente deux plans de cisaillement. Il est plus fréquent de prévoir des encastrements aux liaisons poutres-poteaux. Sous le vent extrême G + 1. On place des bracons au niveau de la première panne en partant des extrémités afin de se prémunir contre le flambement. et dans les volumes des massifs de béton. et généralement des articulations en pieds de poteaux. ce qui permet de réduire le nombre de boulons nécessaire pour l’assemblage. Sous la pondération 1. les moments sont repris par les membrures et l’effort tranchant est repris par les diagonales et les montants. Dans les membrures basses. Ainsi. on économise de la matière dans les sections des traverses. Dans la pratique. Par analogie avec un profilé en double T. Ce poids propre entraîne un moment parasite sur les membrures hautes et les membrures basses. les compressions aux extrémités contre les poteaux sont de l’ordre des 20 tonnes et les tractions en travée de l’ordre des 40 tonnes.5 N: On constate des compressions importantes (48 tonnes) dans les membrures hautes au faîtage. on prend en compte le poids propre de la structure en treillis. ces moments sont négligeables. 79 . 80 . Le moment parasite est réduit en utilisant des diagonales et des montants munis d’une section plus importante. la déformation des membrures est directement reliée à la rigidité du treillis.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Moment parasite dans la poutre treillis : L’apparition d’une contrainte de flexion dans les membrures est expliquée par deux phénomènes : • • Les pannes appliquent des charges qui déforment les membrures de manière flexionnelle en raison de leur continuité Les déformations des barres du treillis (diagonales et montants de la poutre treillis). Autrement dit. 94 0.03 1.45 -2358.48 3080 210000 960 0.65 -133.66 2130 210000 616 0.13 0.82 5980.12 7.26 1750 210000 1382 0.13 7.04 2.32 0.37 2060 210000 616 0.53 9343.16 9.13 1520.65 -130.72 -4655.72 2889.79 3000 210000 1382 0.51 -10140.2 Analyse du treillis La finalité de l’étude suivante est de pouvoir pré-dimensionner rapidement une poutre treillis sur deux appuis à partir d’une simple poutre isostatique sur deux appuis.01 0.59 3080 210000 960 0.03 1.08 5.44 1517.94 3130 210000 616 0.83 -0.49 5984.88 -13291.48 2060 210000 616 0.47 4400.52 9309.27 2210 210000 616 0. La méthode employée est l’intégrale de Mohr appliquée uniquement aux diagonales et aux montants avec une charge unitaire au faîtage (noeud 20).63 Barres 3(M) 4(D) 5(M) 6(D) 7(M) 8(D) 9(M) 10(D) 11(M) 12(D) 13(M) 14(D) 15(M) 16(D) 17(M) 18(D) 19(M) 20(D) 21(M) 22(D) 23(M) 24(D) 25(M) 26(D) 27(M) 28(D) 29(M) (M) = Montants (D) = Diagonales 81 .02 1.45 2892.94 -16706.47 4408.79 -0.42 1980 210000 960 0.69 3230 210000 616 0.12 7.05 0.94 total: 1.24 3180 210000 616 0.04 2.50 0.97 3230 210000 616 0.27 -0.47 3180 210000 616 0.04 2.16 0.49 0.78 -0.12 1980 210000 960 0.69 1900 210000 960 0.69 0.69 -0.83 3040 210000 1382 0.67 0.16 -0.73 0.02 1.59 1900 210000 960 0.03 1.62 3000 210000 1382 0.44 -0.25 -0.83 -0.17 3270 210000 616 0.02 1.04 -0.12 1820 210000 960 0.26 1750 210000 1382 0.16 9.00 0.06 2130 210000 616 0.08 5.03 1.51 7664.04 2.67 -0.14 0. Le tableau suivant montre en pourcentage la part des diagonales et des montants dans le déplacement causé par l’effort tranchant.02 1.69 -2362.69 0.76 -7225.51 7657.91 -0. Figure 64: Poutre treillis Tableau 5: Part de l'effort tranchant N* (daN) N (daN) li (mm) E (N/mm2) A (mm2) dep (cm) participation (%) -16645.24 -4650.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil 12.49 -0.49 -0.27 0.88 -13280.00 0.13 153.82 -10068.00 0.98 3270 210000 616 0.01 0.95 3040 210000 1382 0.13 7.13 8.57 3130 210000 616 0.77 -7293.9 1820 210000 960 0.14 8. F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Le déplacement au faîtage observé sur Robot sous la combinaison G + N est 7,9 cm. La part de l’effort tranchant est donc de 20,6%. On recherche à présent l’inertie équivalente qu’il est possible d’obtenir avec une traverse en double T. L’expression de la flèche au milieu d’une poutre isostatique sur deux appuis, avec une 5qL4 charge uniforme est : δ = 384 EI D’où : I eq = 5qL4 5 × (26,7 + 29,0) * 35004 = = 656024 cm 4 384 Eδ 384 × 21 × 106 × 7,9 On cherche à présent la hauteur h de la poutre treillis qui donne cette inertie équivalente. z y' L 120*80*10 d'' y h d' y'' z L 90*70*8 Figure 65: Inertie de la poutre treillis sans montants ni diagonales L’inertie de cette poutre treillis en fonction de la hauteur h entre les axes y’ et y’’ est : I = 299,06 + 14,92 × h 2 Cette expression de l’inertie du treillis ne prend pas en compte les diagonales et les montants. Connaissant la part de l’effort tranchant (1,9%), on en déduit que l’inertie du treillis est : 20,6 120,6 I treillis = I + ×I = ×I 100 100 Le système à résoudre est : 82 F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil (299,06 + 14,92 × h 2 ) × La résolution donne h=190,9cm 120,6 = 656024 100 Cette hauteur correspond à une abscisse égale à 11,27m en partant du poteau. Autrement dit, à 2/5 de la distance au faîtage. Poutre à inertie I q Poutre treillis avec la section à 7,49m d'inertie I q 7490 17500 35000 17500 Figure 66: Equivalence de l'inertie avec la poutre treillis Pour un portique sans la petite nef, nous réalisons une petite analyse qui permet de comparer la flèche entre celle du faîtage d’une nef de portique et celle d’une poutre bi-encastrée. 83 F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Poutre bi-encastrée à inertie I q Portique avec une traverse d'inertie I q IPE 300 IPE 300 IPE 300 IPE 300 IPE 330 IPE 330 17500 17500 Figure 67: Equivalence de l’inertie d'une poutre encastrée avec un portique L’inertie équivalente de la traverse est : 1 516 × 1750 4 qL4 × = = 69784 cm 4 I eq = 6 384 Eδ 384 × 21 × 10 × 8,6 84 car ils conditionnent les problèmes de transmission d’efforts. on distingue trois zones à vérifier sous un même effort. permettent de solidariser les deux éléments assemblés. calculé au niveau de chaque boulon. on obtient une efficacité optimale pour ce type d’assemblage. Les assemblages sont très fréquemment localisés dans les zones d’effort tranchant ou de moment fléchissant maximaux. caractérisée par un effort traction résistant. Lorsqu’on place une rangée complémentaire de boulons au-dessus de la traverse. Le jarret qui figure sous la traverse permet d’obtenir un bras de levier assez important. pour pouvoir développer une meilleure résistance. N1 N2 N3 Zone cisaillée ∑ Ni Zone tendue N4 ∑ Ni Zone comprimée Figure 68: Zones tendues et comprimées dans un encastrement Pour déterminer la résistance des encastrements de type poteau-poutre.1 Les encastrements L’assemblage joue un rôle majeur dans la structure. La conception et les détails d’un assemblage sont importants. Cet effort se détermine en fonction de la position des boulons. Une zone tendue. qui se situe au-dessus de la partie comprimée de la poutre. NF P 22-460). de l’épaisseur de l’âme et de la semelle des éléments assemblés. Elle est percée symétriquement de part et d’autre de la poutre. vis-à-vis du moment de flexion. qui est très fréquemment la sollicitation prédominante. Les mêmes perçages qui sont effectués sur l’aile du poteau. qu’on appelle platine d’about. avec un raidisseur soudé dans le prolongement de l’âme de la traverse.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil 13 Calcul des assemblages 13. de l’épaisseur de la platine ainsi que de la présence d’éventuels raidisseurs (cf. Le principe de l’assemblage est de souder une platine en bout de traverse. On 85 . F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil calcule de cette manière un effort capable pour chaque rang de boulons. Il s’agit donc de déterminer l’effort capable pour chaque rang de boulons qui amènera le plus faible moment résistant. qui sera élastique linéaire avec l’utilisation de boulons ordinaires. et de vérifier à ce que cet effort capable ne soit pas dépassé. La différence de ces deux types d’assemblages. on se trouve en présence d’une lacune. Avec des boulons HR. qui sont précontraints à 80% de leur limite d’élasticité. Une zone comprimée. égale à la somme de ces efforts de traction. qui est limité en toute logique par la résistance en traction des boulons. se situe au niveau de la répartition des efforts dans chaque rang de boulons.du moment sollicitant sur chaque boulon. qui se caractérise par la résistance de la traverse et du poteau à un effort de compression admissible. Le poteau doit assurer l’équilibre des efforts de traction situés au niveau de chaque boulon et de l’effort de compression de la partie inférieure de l’assemblage. Dans le cas contraire. Ils peuvent être serrés à un certains couple. que la limite élastique du matériau n’a pas été dépassée (cf. On adopte un diagramme linéaire. qui atteint son maximum entre la zone comprimée et la zone tendue. au prorata de leur bras de levier. car la norme NF P 22-460 est prévue seulement pour l’utilisation de boulons précontraints. on utilise des boulons ordinaires qui sont limités à une contrainte réduite (σred) définie par la norme NF P 22-430. pour le choix des boulons. on adoptera un diagramme plastique de répartition des efforts. Cela se caractérise par le cisaillement de l’âme. Deux solutions se présentent. Il est néanmoins possible d’appliquer cette méthode pour des assemblages par boulons ordinaires. en apportant quelques aménagements : - Une limitation des efforts dans les boulons. On vérifie donc dans cette zone. on parle alors de boulons hautes résistances (HR). Figure 70: Diagramme plastique Figure 69: Diagramme élastique Pour le calcul de ce type d’assemblage. effectuée selon la norme NF P 22-460. où d’effectuer une distribution linéaire . les efforts se distribuent par ordre croissant dans chaque rang de boulons. 86 . NF P 22-460). Vérification de la zone tendue : Boulons ordinaires : F1 F2 F3 On a Or Donc Après avoir déterminé les différents efforts de traction appliqués. les formules qui permettent d’aboutir à l’effort capable ne tiennent pas compte de la limite d’élasticité de l’acier utilisé. de boulons extérieurs c’est-à-dire de boulons implantés au-delà de semelle tendue de la poutre.d1 M = 1 ∑ d i2 ⇔ F1 = d1 ∑ d i2 d1 d2 d3 F4 F5 d4 F2 F3 F4 F5 d5 d4 87 .d i d5 F F1 F2 = = . En ce qui concerne la résistance locale de l’aile du poteau et de la platine d’about. M res = ∑ Fi . On adopte un diagramme plastique et on détermine un moment résistant égal à la somme des bras de levier multipliée par l’effort capable calculé à chaque rang de boulons. Ces formules sont données en fonction de la présence d’éventuels raidisseurs.d i d1 d 2 d5 F Fi = 1 . des formules empiriques sont données par le tableau 4 de la norme NF P 22-460. = 5 et M = ∑ Fi . Boulons HR : F1 d1 d2 d3 On effectue dans ce cas la démarche inverse. Ces efforts sont limités par la résistance des boulons et par la résistance de l’âme de la poutre et de la traverse en traction. On calcule ensuite les efforts limites qui dépendent de la résistance locale de l’aile du poteau et de la platine d’about. On en déduit que c’est sans doute le critère de rigidité qui dimensionne l’assemblage... on vérifie que l’effort capable au droit de chaque rang de boulons n’est pas dépassé. le matériau ayant subit inévitablement une plastification locale.d i d1 F M .F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Détermination des tractions admissibles par rangée de boulons : Pour la détermination des tractions admissibles. Une solution serait d’augmenter légèrement la hauteur du jarret où l’échantillon de la poutre afin d’obtenir un moment résistant de l’assemblage plus important.13 Figure 72: Contraintes de cisaillement selon les normes Régulièrement. où la limite de contrainte de cisaillement est dépassée. il est possible de souder une fourrure ou un raidisseur oblique sur l’âme du poteau. La côte x représente la limite entre zone tendue et zone comprimée : b moment Zone tendue ea x = es b ea h Figure 71: Zone tendue dans une section de poutre Vérification de l’effort de compression admissible : Les efforts de traction qui s’exercent au niveau de chaque rang de boulons sont équilibrés. Il arrive que l’effort de compression admissible soit dépassé côté poutre. celle qui figure dans les recommandations du CTICM. 88 .F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil N. qui est celui de Caquot pour le CM66 et celui de Von Mises pour l’additif 80. Chacune de ces trois méthode emploie un critère ruine par cisaillement différent. celle fixée par le CM66. Trois méthodes sont applicables. par un effort de compression qui se situe au niveau de la semelle comprimée de la poutre. Dans ce cas. M résistant Vérification du poteau au cisaillement : Pour la vérification du poteau au cisaillement. on peut se trouver dans le cas. L’effort de compression égal à la somme des efforts de traction peut être réduit par le rapport du moment agissant sur le moment sollicitant : M agissant Effort de compression = ∑ Fi .73 x τ < σe / 2.B. CM 66 Contrainte de cisaillement τ Additif 80 CTICM τ < σe / 1. et cela est souvent dû au taux de contraintes existantes dans la poutre qui est proche de la limite élastique. qui suppose une certaine courbe de diffusion de l’effort de compression. Seuls les boulons situés hors de la zone de compression sont pris en compte dans le calcul de la résistance vis-à-vis du flexion. on considère que la contrainte se répartie sur la surface de l’âme.d i .54 τ < σe / 1. Il s’agit donc de vérifier que cet effort de compression ne dépasse pas la limite d’élasticité sur la semelle du poteau et de la poutre dans une zone définie par la norme NF P 22-460 dans le tableau 3. ou celle de l’additif 80. Les contraintes obtenues dans les cordons sont donc les suivantes : Semelles : σ ⊥ = τ ⊥ = N 2.l1 + 2.l3 2 . où ha désigne la distance entre le centre de gravité des semelles.∑ ai . où on isole le point de compression et on écrit son équilibre : Fr α Fcis Fcis + Fr cos α = ∑ Fi ∑Fi Avec : Fcis = Av .li 89 . tranchant V et moment fléchissant M).(a1 . On admet que l’effort normal se répartit uniformément dans tous les cordons de soudure.li N + N' 2 .∑ ai .a3 .l 2 ) Figure 74: Contraintes dans un cordon de soudure V et τ // = Âme : σ ⊥ = τ ⊥ = 2. mais son application pratique n’est pas fréquente.σ e Calcul des soudures : L’assemblage est soumis à trois sollicitations (effort normal N. l’effort tranchant est repris par les cordons d’âme et le moment fléchissant par les cordons des semelles. On considère dans ce cas. L’effort normal transmis dans les cordons de soudure est égal à N’= M/ha.σ e Fr = Ar .a2 . et dans ce cas la vérification se fait de la manière suivante.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Raidisseur oblique Fourrure Figure 73: Fourrure et raidisseur oblique Le choix de souder une fourrure est une solution qu’on rencontre dans la littérature. que la section dans laquelle s’applique la contrainte de cisaillement est augmentée par la section de la fourrure. L’utilisation du raidisseur oblique se rencontre plus fréquemment. et celui qui peut être transmis par l’adhérence entre le couvre joint et les éléments assemblées. a .a . on prendra en compte leur effort de cisaillement admissible. que pour les boulons intérieurs.l ∑ i i N k . 2.l ≤ σ e 1 1 2 2 N' + 3. les cordons de soudure doivent avoir une gorge a qui ne doit pas être inférieur à 4 mm. Il faut cependant être vigilent avec ce type d’assemblage et veiller notamment à ce qu’on puisse laisser une place suffisante pour que la panne sablière puisse reposer sur le poteau.l + 2. qu’avec une rangée de boulons extérieurs. On calcule donc l’effort qui peut être transmis par le couvre joint. Dans le cas de boulons ordinaires. si nous sommes dans le cas de boulons HR.l + 2. et sur la semelle de la traverse.l ≤ σ e 1 1 2 2 2 2 2 2 Âme : L3 L2 Pour des aciers S275. On obtient à cet endroit. c’est-à-dire au dessus de la semelle tendue de la poutre. un effort capable qui peut être de deux. Assemblage non prévu par la norme : On constate que pour les encastrements poteau-poutre. jusqu’à quatre fois plus élevé.a . on obtient une efficacité optimale. a . et une longueur minimale supérieure à max( 10. On assure dans ce cas une réelle continuité de l’effort de traction qui circule dans la semelle de la poutre. Cependant cet effort admissible est souvent moins important pour les boulons extérieurs. on effectue les vérifications suivantes : L1 Semelles : N k .a . L’effort capable pour cette rangée de boulons se détermine avec le tableau 4 de la norme NF P 22-460.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil En appliquant aux cordons de soudure la formule issue du critère de Von Mises. pour augmenter cet effort capable. Figure 75: Assemblage non prévu par la norme 90 . lorsqu’on ajoute un boulon extérieur. a . Une solution serait. de placer une platine de couvre joint boulonnée sur la coiffe du poteau. 50 mm). 2.l ∑ i i N' ± 2. a . 85 γb 91 . il ne doit pas développer de moment qui engendrerait une autre distribution des sollicitations dans la structure que celle obtenue avec le calcul théorique. qui empêchent le décollement de la platine. Elle peut ne pas être nécessaire. - On s’appuiera sur la méthode élaborée par Yvon Lescouarc’h pour le dimensionnement de ces trois éléments.b p p ≤σr f cj = 0. σ r = 0. Une bêche.2 Les pieds de poteaux Ce chapitre. et qui doit satisfaire la condition suivante : Avec : pr = N . qui assure la transmission des efforts horizontaux. L’assemblage doit satisfaire des critères de rotation à l’appui afin que le modèle adopté pour l’analyse globale de la structure soit respectée.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil 13. Des crosses d’ancrages. Ces liaisons impliquent donc la transmission d’un effort vertical de compression ou de soulèvement suivant les combinaisons de cas de charges considérées et un effort horizontal.σ bc . σ bc h p . si les efforts peuvent être transmis par frottement entre la platine de pied de poteau et la platine préscellée. dont la fonction est de répartir sur le béton la pression due à l’effort de compression. Compression sur le béton : La platine doit avec une dimension qui permette de ne pas dépasser la contrainte admissible sur le béton.K . Figure 76: Pieds de poteau en perspective Trois éléments interviennent dans la constitution des pieds de poteaux articulés : Une platine d’about.5. Autrement dit. soudée sous la platine. sous l’effet d’un éventuel effort de soulèvement. traite des liaisons en pieds de poteaux. qui sont toutes articulées dans ce projet. Figure 78: Conditions d'articulation Dimensionnement de la platine : On suppose que la rotation du poteau fait augmenter la pression vers sous la partie de la platine située à l’extérieur du poteau.θ L < 1500 N . Pour des hauteurs de platine située entre 300 et 600 mm les conditions suivantes doivent être vérifiées : θ L .5.hc ou bp . il faut que l’assemblage puisse permettre une certaine rotation. ce qui nous place en sécurité. Conditions d’articulation : Pour satisfaire les conditions d’articulation.h p ≤ 3 mm et N . qui est forfaitairement prise égale p’=1.bc tp p p' Figure 79: Dimensionnement de la platine p' 92 .p. Si la hauteur de la platine est inférieure à 300 mm on peut considérer que cette condition est satisfaite. concentriques ou excentrées. Trois cas de figures peuvent être pris en compte : Surfaces homothétiques.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil bp hp 1 2 2 1 Figure 77: Compression sur le béton K est un coefficient supérieur qui dépend des dimensions de surface de la fondation et de la platine de pied de poteau. et N l’effort normal sous charges non pondérées. Dans le cas où les dimensions de la fondation ne sont pas connues. on peut se contenter de prendre K=1. hp .m Avec θL qui désigne la rotation du pied de poteau en radians.hc . σ e M est déterminé avec un tableau qui figure en annexe. avec un moment qui s’exerce autour de l’axe 2.M ψ .b p .1.h p .t 2 p 6 suivant l’axe 2.45. Cela pourrait donc provoquer un moment supérieur à M22 et on vérifie donc que : tp ≥ 6.σ e I v t 2 .h p .185.σ e I v Avec : I v = b p . 2 4 8 La vérification est conduite en élasticité comme le prévoit le CM66.185. max b p − bc .22(h p − hc ) b p .5.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Cette partie de platine est assimilée à une poutre encastrée en porte à faux. p.185. . ≤ 1. Il s’agit donc vérifier la platine au niveau de l’encastrement. On a donc : M ≤ ψ . dessin page précédente) : (h p − hc ) (h p − hc ) (h p − hc ) 2 M 11 = p '.6.8 N . ≤ 1.σ e [ ] c b Une vérification complémentaire peut être nécessaire si le rapport c/a est inférieur à 0. on a un effort ponctuel qui se crée au niveau de la crosse d’ancrage. avec un coefficient d’adaptation plastique ψ = 1.σ e 2 I v t p . car on aura localement un effet de plaque. On obtient donc les relations suivantes : (h p − hc ) 2 M 11 = 1.h p . Pour certaines combinaisons de cas de charges qui conduisent au soulèvement de la platine. Une vérification supplémentaire 93 a .6.t 2 p 6 suivant l’axe 1 et I v = h p . = p. sollicitée par une charge répartie. = p '.8 p On aboutit ainsi à la formule donnée par Yvon Lescouarc’h : t p ≥ 0.b p . La pression exercée sur le poteau reste cependant égale à p: (b p − bc ) (b p − bc ) (b p − bc ) 2 M 22 = p. qui est sollicitée par un moment s’exerce autour de l’axe 1 (cf.8 et (b p − bc ) 2 M 22 = p. 2 4 8 On a un cas analogue pour le débord de platine qui existe suivant l’axe faible du poteau. . F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil est donc nécessaire.tp². on se base sur des résultats obtenus par la théorie des plaques sous une charge ponctuelle. on va supposer par sécurité que l’effort horizontal ne peut pas être repris par le frottement. lorsqu’on utilise des contres plats pour permettre le réglage de la position des profils.Pu Pu . V Lq tfq hq Figure 80: Dimensionnement de la bêche Cet élément doit avoir une profondeur Lq inférieure 1. La répartition triangulaire des charges. il faut donc déjà avoir au préalable effectué un prédimensionnement de la platine. ce qui nous amène à la vérification suivante : bq .5. Si l’épaisseur de la semelle du poteau est supérieure à l’épaisseur de la platine. on considère la platine encastrée sur trois bords. Pour effectuer cette vérification.4 hc pour que l’effet d’encastrement soit évité. Pour cela.ψ . exercée par le béton sur la bêche. il ne faut pas oublier de vérifier la résistance de la soudure.σ e m Avec Pu qui désigne l’effort ultime d’arrachement sur une tige d’ancrage et m=0. On suppose une répartition triangulaire de la pression.2.tf q .hc .σ e V ≤ 3. On se sert des abaques donnés en annexe pour déterminé le rapport Pu/m puis calculer l’épaisseur minimale de la platine : t p min = 6. Le calcul effectué place donc en sécurité. entre la platine de préscellement et la platine d’about du poteau et qu’il faut souder une bêche sous la platine de préscellement. 94 .(hq + hc ) La vérification à l’effort tranchant se fait en prenant l’âme de la bêche pour section efficace.hq . engendre l’apparition d’un moment provoquant un effort normal dans les semelles de la bêche.hq et une largeur hq < 0. Dimensionnement de la bêche : Dans notre cas. Par ailleurs. L’effort d’arrachement se répartit donc sur une surface. Lq . Dans le cas contraire les bords définis par la semelle sont considérés comme simplement appuyés.σe. Ce calcul est cependant approximatif. 6. f t 28 avec f t 28 = 0.1 = 1.6. Ce qui nous fait pour un béton B25 f t 28 = 2. Les tiges d’ancrages utilisées sont lisses. f c 28 Avec ψ s = 1 pour les tiges lisses et ψ s = 1.2.26 MPa .12. L’effort de traction admissible par adhérence est ensuite donné par des formules situées en annexe.6 + 0. on obtient donc une contrainte d’adhérence τ s = 0.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Dimensionnement des tiges d’ancrage : Les tiges d’ancrage doivent pouvoir reprendre les efforts de soulèvement ainsi que l’effort de cisaillement. La contrainte d’adhérence entre la tige et le béton τs est donnée par le règlement BAEL 91 : τ s = 0.5 pour les aciers haute adhérence.06. Figure 81: Tige d'ancrage 95 .1 MPa .ψ s2 . Il est également important de signaler que l’additif 80 adopte une philosophie assez proche de l’eurocode 3. afin d’obtenir des renseignements complémentaires aux documentations accessibles depuis internet. la piscine. présentant de nombreuses spécificités techniques et technologiques. une géométrie de portiques ainsi que des solutions technologiques concernant l’enveloppe du bâtiment et le plancher. Nous nous sommes alors intéressés à l’importance du choix des matériaux dans cet ouvrage. Cette immersion dans le monde professionnel nous a démontré l’importance de l’aspect relationnel. 96 . Toutefois. la présence d’un brise soleil. Le dimensionnement des portiques s’est réalisé avec l’aide du logiciel Robot Millenium. Le caractère technique est illustré par la vérification parasismique d’un bâtiment à deux étages.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Conclusion Cette nouvelle construction permettra d’accueillir toutes personnes souhaitant exercer des activités physiques diverses (squash. l’acier est supposé avoir un comportement élastoplastique parfait. Nous avons décidé d’utiliser l’additif 80 pour la vérification des éléments de structure. Pour le calcul. L’élaboration de la note de calcul concernant les portiques. adopte le critère de Von Mises et permet de mener des calculs qui se basent sur le module de plasticité des profils. la musculation. Le caractère technologique de ce projet est lié à la présence des activités sportives comme le squash. La piscine et les vestiaires ont apporté une difficulté à résoudre avec un milieu humide. le badminton. et une variante d’un hall en poutre treillis. notamment dans la recherche d’informations. nous avons également pris contact avec des fabricants pour le plancher mixte Cofradal 200 ainsi que pour des protections passives au feu. Ce règlement. notamment pour la protection passive au feu. De ces choix ont découlé les hypothèses de charges permettant d’établir les descentes de charges. nous avons également abordé dans certains cas précis. Ce projet de fin d’étude nous a permis de réaliser la conception et le dimensionnement d’un bâtiment classé ERP (Etablissement recevant du public). badminton. Durant ce stage. musculation. mais aussi par la vérification de la tenue au feu. fitness. d’un hall avec une grande ouverture en façade. contreventements et assemblages. pannes. des comparaisons avec la démarche suivie par le CM66. la vérification au feu de la structure. a fait partie intégrante de ce travail. Notre travail s’est inscrit en premier lieu dans une démarche de conception à partir des plans d’architecte. la vérification des accumulations de neige sur les toitures ainsi que des problèmes de planchers en porte à faux. Il a été nécessaire de définir un filaire. qui est issu des progrès réalisés dans l’étude du comportement élasto-plastique des matériaux. natation) ou bien souhaitant simplement passer un moment relaxant dans un espace de détente. Cela permet donc de se rapprocher des règlementations qui vont être en vigueur d’ici 2010. .............................................. 19 Figure 11: Palée de stabilité file F ............................................................................................... 9 Figure 3: Répartition des sports sur une coupe du bâtiment principal .... 79 Figure 64: Poutre treillis .................. 78 Figure 63: Cornières dos à dos ................................... 31 Figure 27: Bardage ....................................................................................................................................... 33 Figure 30: Cofradal 200 .............................................. 83 Figure 67: Equivalence de l’inertie d'une poutre encastrée avec un portique ........................................................... 15 Figure 9: Terrain de squash.......................... 31 Figure 28: Détail d’un acrotère ................................................................................................................................................................................................................................................................... 40 Figure 35: Distribution des charges de neige ...................................................................................................................................................................................................... 47 Figure 43: Liernes..... 82 Figure 66: Equivalence de l'inertie avec la poutre treillis ...... 84 Figure 72: Contraintes de cisaillement selon les normes ............................................................ 69 Figure 57: Déplacement latéral de la semelle comprimée ................................................ 32 Figure 29: Bac collaborant ............................................................... 34 Figure 31: Accumulation de neige sur toitures............................................................. 70 Figure 62: Cornières en croix ............................................................................................................. 42 Figure 38: Comportement élasto-plastique .............................................................................................................................................................................................. 24 Figure 26: Couverture .................................................... 88 97 .............................................................................................................................................. 49 Figure 46: Conditions géométriques d'une poutre en cantilever .................... 58 Figure 52: Flocage........................................ 14 Figure 8: Position des poutres treillis au dessus des terrains de badminton ................................................. 70 Figure 59: Modèle de calcul pour les raidisseurs......................................................................................................................... 12 Figure 5: Portique courant du hall de sport ............................ 7 Figure 2: Répartition des sports dans les bâtiments .................. 49 Figure 51: Organigramme de vérification au feu.............................................................. 41 Figure 37: Accumulation de neige sur le hall de sport avec des poutres treillis ......................................................................... 44 Figure 42: Comparatif des solutions pour les pannes.......................................................................................................................................... 69 Figure 58: Raidisseurs ................................................................. 15 Figure 10: Contreventements du bâtiment principal .............. 40 Figure 34: Distribution des charges de neige ........................................... 39 Figure 33: Accumulation de neige contre le bâtiment principal ...................... 13 Figure 7: Portique en treillis ........................... 39 Figure 32: Distribution des charges de neige ................. 20 Figure 14: Charges horizontales entre les files F et B ... 10 Figure 4: Coupe file 4 ........................................................... 41 Figure 36: Accumulation de neige du hall de sport ............................................................................................................ 62 Figure 56: Bracons .............. 20 Figure 12: Comparatif avec et sans le dédoublement des contreventements .... 22 Figure 17: Assemblages aux noeuds des poutres au vent ............................................................................................................................................................................................ 60 Figure 54: Panneaux en plâtre ..............F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Table des figures Figure 1: Vue d'avion du projet ...... 24 Figure 18: Platines centrales des poutres au vent ...................................................................................................................................... 48 Figure 44: Eclissage d’une poutre .................................. 48 Figure 45: Continuité d'une poutre.............................................. 81 Figure 65: Inertie de la poutre treillis sans montants ni diagonales .................................................................... ............................. 81 Table des annexes Annexes 1 : Hall de sport avec portiques courants Annexes 2 : Hall de sport avec poutres treillis Annexes 3 : Bâtiment principal (avec piscine et cours collectifs) Annexes 4 : Feu et charges aux Eurocodes Table des plans Plans d’ensemble Détails d’assemblages Hall de sport Organigramme pour la détermination des charges de vent aux Eurocodes 98 ... 33 Tableau 2: Temps d'échauffement des poutres de l'étage 1 ............................................................. 64 Tableau 5: Part de l'effort tranchant......................... 59 Tableau 3: Protections passives au feu .......................................................................................................F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Table des tableaux Tableau 1: Consommation nominale de béton ................................... 1983.P Bouaziz. Manuel pour le calcul plastique des constructions en acier Edition CTICM. 99 . 2001. 2000. Galéa. Règles FA P 92-702. Loïc Thomas et Guy Archambault. Gachon. 283 pages. 3 pages. Méthode de prévision par le calcul du comportement au feu des structures en acier. Eyrolles. Brozzetti.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Bibliographie • • • • • • • • • • • • CTICM. 2008. Initiation au calcul d’un bâtiment à structure en acier_Yvon Lescouarc’h_CTICM Formulaire de construction métallique_Pierre Maître Y. Règles de construction parasismique-PS 92. J. OTUA. 397 pages. Editeur Eyrolles. Réglementation relative aux ERP. Editeur Eyrolles. 79 pages. 1978. 392 pages. Eurocodes NF EN 1990 et 1991. Y. CTICM. Lescouarc’h. H. J. Règles NV 65 et NV 84. Bouillette J. 285 pages. L’acier et l’incendie. 87 pages. Guide pour la construction des bâtiments à structures en acierCollection Sécurité incendie.P. 2003. Edition OTUA. Sécurité incendie. 1978. 539 pages. Collection Mémentos acier. Décembre 2003 Louis Fruitet. Règles CM 66 et additif 80. 1998. F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil INSA Strasbourg Institut National des Sciences Appliquées de Strasbourg Projet de Fin d'Etudes Auteurs : Eisele Frédéric et Foulquier Christophe Promotion : 2009 Titre : Conception et calcul d’un complexe sportif en construction métallique : « Espace Loisirs » Soutenance : Structure d'accueil : SEDIME SA 50 rue des Vignes 67202 Wolfisheim Nombre de volumes : 1 Nombre de références bibliographiques : 11 Nombre de pages : 101 100 . Le dimensionnement des portiques s’est réalisé avec l’aide du logiciel Robot Millenium. une géométrie de portiques ainsi que des solutions technologiques concernant l’enveloppe du bâtiment et le plancher. musculation. PS92 et les réglementations au feu FA 92-702 en vigueur à l’heure actuelle. De ces choix ont découlé les hypothèses de charges permettant d’établir les descentes de charges. Notre travail s’inscrit en premier lieu dans une démarche de conception à partir des plans d’architecte. pannes. société Mulhousienne spécialisée dans l’étude de constructions métalliques et charpente bois. badminton. a fait partie intégrante de ce travail. L’élaboration de la note de calcul concernant les portiques. fitness. Mots clés : Conception Dimensionnement Construction métallique 101 . CM66. Nous étions intégrés à l’agence de Wolfisheim sous la direction de Monsieur Pierre Duquesnay.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Résumé : Ce projet de six mois effectué dans le cadre de notre projet de fin études à l’INSA de Strasbourg. natation) ou bien souhaitant simplement passer un moment relaxant dans un espace de détente. Cette nouvelle construction permettra d’accueillir toutes personnes souhaitant exercer des activités physiques diverses (squash. en 5ème année de génie civil concerne la conception et le dimensionnement d’un complexe sportif pour la société Espace Loisirs. Additif 80. Ce travail a été réalisé au sein de l’entreprise SEDIME. Toute l’étude emploie les normes NV65. contreventements et assemblages. Il a été nécessaire de définir un filaire. PS92 und FA 92-702). infolgedessen mussten man darauf achten. Das Thema handelte von der Konzeption und Dimensionierung eines Sportzentrums. und der Knoten gehörten zu unserer Arbeit. Mit dieser Belastungsfeststellung könnten wir die Dimensionierung anfangen.F Christophe FOULQUIER Frédéric EISELE INSA Strasbourg Spécialité Génie Civil Zusammenfassung: Im Rahmen unseres Studiums an der technischen Schule INSA (Nationales Institut der angewandten Wissenschaften) von Strasbourg. Wir mussten von dem Architektenplan ab. der Pfette. Die ganze Projekt Studie wurde mit der franzosischen Normen berechnet (CM66. der Cofradal 200 heißt. Die Dimensionierung wurde mit dem Robot Millenium Software gemacht. Dieses Praktikum verlief in der Strasbourger Filiale. Schlüsselworte: Baukonstruktion Konzeption Dimensionierung 102 . Die Konstruktion befindet sich in ein Erdbebengebiet. Additif 80. unter der Direktion von Herrn Pierre Duquesnay. Die Berechnungen der Portalrahmen. der Windverstrebung. die Portalrahmen bestimmen. SEDIME ist ein angelernter Betrieb in dem Bereich vom Stahlund Holzkonstruktion. haben wir unser Endstudiumsprojekt in der Konstruktionsbüro SEDIME absolviert. Die klimatische Belastung wurde mit der Norme NV65 bestimmt. in der Branche Baukonstruktion. Danach wurden die verschiedenen Belastungen von den Fassaden und der Bedachung erfasst. für die Firma „Espace Loisirs“. Für die Geschossdecke wählten wir ein ganz neues Produkt von der Firma Arval.