nico1881

Bonjour, Si j'ai bien compris ton fichier robot, les traverses sont des poutres de 100x20ht, poteaux 40x40, au niveau des armatures aux encastrements suivant un moment de 4272 dan.m, ça donne approximativement 6,5 cm² sans prendre en compte la flexion composée (N=15t), soit 2HA20 mais qu'est ce qui défini la largeur qui participe au fonctionnement en portique béton (les 1m) ? Pour les longueurs de flambement s'agit-il d'une structure a nœud fixe ou déplaçable ? lf = lo à priori Les moments dans les poteaux suivants : -9407,50934 -10340,9984 -10265,7951 correspondent-ils aux moments d'encastrements des pieds de poteaux (quel est le repérage des noeuds en fait ?)? si oui il y a une grande différence ! par contre dans le fichier robot j'ai remarqué que les poteaux du rdc ne sont pas à 40x40 donc les moments sont un peu plus importants en les modifiants. cordialement,

bonjour, pour le contreventement des bâtiments, il y a une annale de ITBTP ALBIGÈS (M.) et GOULET (J.). – Contreventement des bâtiments. Ann. ITBTP, mai 1960. Si le voile est intercalé entre les poteaux du portique il va reprendre proportionnellement aux inerties.

pouvez me donner des indications merci....................................................

Bonjour, mise à part les eurocodes 6 et DTU 20.1, quels sont les règles de calcul des maçonneries de contreventement dont il est fait allusions dans le DTU. Dans le DTU 20.1 le calcul se fait principalement sous chargement vertical, mais concernant la reprise des efforts dus au vent il n'y a quasiment pas d'informations. il y a t-il un règlement de calcul spécifique ? et document d'application type "dimensionner les ouvrages en maçonneries" ? merci

bonjour, il s'agit du dtu 20.1 cordialement

bonjour, Il s'agit d'un poteau béton de 4 m de hauteur sur lequel est appuyée une poutre béton, sur cette même poutre béton est disposé un corbeau pour reprise de plancher alvéolaire. Il y a donc un moment en tête des poteaux en plus de l'effort normal. les poteaux sont bi articulés, donc le moment aux extrémités est nul. Par contre pour le calcul en flexion composée (avec méthode forfaitaire bael a.4.3.5), faut-il effectuer deux calcul, un avec le moment maxi positif et un autre avec le moment négatif (voir pj). sachant que les deux efforts horizontaux induis par le moment seront repris par les planchers béton. merci de vos réponses.

bonjour, je pense qu'il doit s'agir des boulons qui solidarisent les deux UPE, ils sont répartis le long du profilé. cordialement,

bonjour, en fait il ne sera pas mis de manilles, le crochet viendra directement dans l'oreille de levage. l'ouverture du crochet étant de 85 mm on est obligé d'avoir une pince longitudinale minime (70 mm). ci-joint le schéma du nouvel assemblage, pris entre les deux UPE 400, épaisseur d'acier 20 mm condition de pince : 0,8T / sigma e x e = 0,8 x 37500 / 23,5 x 20 = 63,8 mm minimum nous mettrons 70 mm pression diamétrale = 37500 / 20 x 30 = 625 MPa < 705 MPa http://imageshack.us/photo/my-images/810/sansre1ro.png cordialement,

bonjour et merci de vos précieux conseils. j'avais fais un calcul rapide de la flexion locale, cela ne fonctionne pas avec ces épaisseurs de semelles. par contre ne pensez vous pas que le couvre joint va fléchir aussi, je pense que oui. aussi pour simplifier, j'avais penser venir boulonner l'oreille de levage entre les deux UPE 400, cela évite les problèmes de flexion locale et rend l'assemblage plus simple (4 boulons M20 8.8 suffisent). Par contre étant donné l'effort 37500 daN pondéré j'ai épaissi l'oreille à 20 mm pour les conditions de pince et pression diamétrale (la pince longitudinale est de 70 mm). Sachant qu'il s'agit d'une CMU 15T le coefficient de securité est pris égal à 2,5 (1,5 fois la charge d'essai qui est de 22500 daN). cordialement,

bonjour, je ne connais pas de moyen pour vérifier les poutres précontrainte existante. C'est pourquoi il est plus judicieux de renforcer la structure en fonction des charges supplémentaires. cordialement,

Bonjour, Je vous joins une coupe type d'un assemblage, il s'agit d'une oreille de levage pour un palonnier. Étant donné que les efforts sont excentrés il ya une flexion locale du couvre joint supérieur et de la semelle supérieure de l'UPE 400. est-ce nécessaire d'en tenir compte ? merci de vos réponses. http://imageshack.us/photo/my-images/3/sansre1nk.png http://imageshack.us/photo/my-images/855/sansre2ck.png

bonjour, si il s'agit de poutres précontrainte comme écrit précédemment comment allez vous déterminer l'effort de tension du ou des câbles ? ou peut être s'agit-il de poutre BA. concernant le plancher, vous ne faite pas d'investigations ? cordialement,

bonjour, suivant un effort appliqué en charge linéaire au niveau du plancher rigide, on trouve les efforts tranchants, proportionnels aux inerties, cependant pourquoi les moments ne sont pas égal à l'effort tranchant multiplié par la hauteur de l'étage ? Voir copie écran robot ci dessous. cordialement,

bonjour, Ils n'ont pas un rôle structurel ? Car sinon cf. BAEL en contact avec air marin, c'est bien 5 cm mini. cordialement

bonsoir, Pour le flambement en milieu élastique, cela me parait difficile a justifier si les couches de sol sur la longrine sont faibles ? Il s'agit d'un calcul similaire aux pieux partiellement immergés offrant lateralement une reaction élastique pure Cf. pierre Souche ? Sauf de très rare fois ou l'architecte est également Ingénieur structure (très rare...). cordialement.

Quelqu'un a des informations sur ces fondations ?

bonjour, Si élancement est supérieur à 37,5 selon CB71 il faut multiplier la contrainte par un coefficient K. La contrainte admissible d'un lamellé collé dépends du type de bois GL24 GL28... mais c'est au alentour de 10 MPa. cordialement,

Les montants travaux de gros œuvre en réhabilitation dans une zone sismique vont sérieusement augmenter, si les architectes ne pensent pas sismique. On peut dire la même choses pour les constructions neuve, avec le BBC HQE THPE... etc Sinon pour en revenir au cas concret qui est en zone 3 et le fait qu'au départ il n'y avait aucun voile de contreventement induisait d'important efforts dans les portiques béton (hauteur 6 m des fondations au plancher), il a donc été proposé une charpente métallique portique et croix de st andré à l'étage pour diminuer les masses et un bardage en extérieur au lieu de mur agglomérés. Et enfin une toiture terrasse en bac acier, tout ceci reposant sur notre structure poutres-béton et voiles de contreventement béton rajoutés de manière intelligente. le seul problème est qu'il faut la présence d'un lot charpente métallique... Je mettrais demain un aperçu de la modélisation robot.

Je reviens sur cet exemple, si l'on ne modifie pas la structure existante, mais on crée une structure indépendante alors celle ci doit être calculée suivant les règles parasismique. Mais si je me sers des murs existants pour contreventer mon rajout de structure celle ci doit être renforcée (les murs existants). Il faudrait quand même clairement expliciter pour le cas de batis existant ce qu'il faut faire réellement. Dans mon 1er exemple (réél), étant donné que l'on vient faire un plancher béton pour venir se raccorder au niveau R+1 existant, les poteaux font quasiment 6 m de hauteur, avec modélisation sous RSA on obtient la réponse de la structure... enfin il n'y a même pas besoin de le modéliser pour voir que cette structure poteaux-poutres est très souple (structure de ce type pour profiter de tout le sous sol... conception architecturale de base sans prise en compte des bases du parasismique), car non contreventée par des voiles... déplacement de + 15cm pour 9m de hauteur... Puis dans le cas d'une structure avec appuis isolés, tous les points doivent être reliés par des longrines béton avec efforts opposés proportionnels aux charges sur appuis. Donc tout le dallage existant doit être scié au niveau des longrines...... Par contre j'ai vérifié les surfaces et a priori les surfaces rajoutés serait inférieur à 30% de la SHON initiale de la zone rénovée. Mais comme on considère une structure indépendante, on calcul suivant les PS92 zone 3. Enfin concernant les murs existants, ils seront liaisonnés pour le renforcement. Espérons un nouvel arrêté pour expliquer clairement ce qu'il faut faire lors de surélévation, rénovation à l'intérieur d'un bâtiment existant (puis une formation des architectes... au niveau conception esquisse). Pour les longrines béton liaisonnant les poteaux, faut-il les vérifier au flambement suivant un effort de compression, comme pour un poteau ?

bonjour, situé en zone sismicité 3, catégorie de bâtiment 3, le projet consiste a créer une structure à l'interieur d'un batiment existant. En fait on garde les murs en pierre, il y a deux bâtiments existants contre et deux façades sur rues. Si on se réfère à l'article 3 de l'arrêté de 2010, on augmente de plus de 30% donc on est soumis aux règles PS92. Par contre il préconise de prendre l'accélération égale à celle de la zone 2 soit 1,6 m/s². ce n'est pas très clair, doit-on réellement appliquer les règles ? 2ème exemple : en zone 2, bâtiment catégorie 3, rien n'est indiqué pour le rajout d'éléments structuraux. 3ème exemple : si on ne dépasse pas les 30%, les règles ne s'appliquent pas ? cordialement

Voici la version pdf de l'arrété du 20 octobre 2010, voir PJ joe_20101024_0005.pdf

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Bonjour, Dans le cadre de ce type de scellement, je me pose une question sur les deux schémas en pièces jointe. Pourquoi n'assure t-on pas le recouvrement des tubes creux et aciers semelle, comme dans le cas de forage avec réservations merci

Bonjour, La stabilité en service des murs périphériques d'un bâtiment industriel charpente métallique est assuré par la mise en place de "fusibles" (connecteur métallique reliant le mur aux portiques de CM). quand est-il en situation incendie (dans mon projet, les murs doivent être coupe feu 3h) ? avec la prise en compte du vent, il faut que le mur soit auto-stable ? mettre en place des raidisseurs pour reprendre cette action jugée accidentelle ? quelle est la démarche de calcul ? cordialement,

bonjour et merci de ta réponse. Il s'agit bien d'un dallage de catégorie 1, le module kv = 4 MPa/m donné par le géotechnicien (module de déformation Es = 40 MPa calcaire), couche de forme de 30 cm avec kw>50MPa/m J'obtiens en modélisant aux éléments finis sur robots plaque des moments assez faibles 1200dan.m/ml environ sous les cuves, les cuves sont considérées comme des charges surfacique de diamètre 3m (poids 25t répartis soit 3,53 t/m²). Par contre le fait que le sol soit dur ou mou a une grande importance, comment se rapprocher de la réalité ? Enfin dernière question pour les charges d'exploitation surfacique, pourquoi les décompose t-on en charges ponctuelles, ne peut-on pas considérer comme une action d'eau ? qui s'annule ? merci