mkazekage

Salam et bonjour Google et GISSET; Merci cher ami pour ton intervention, mais j'aimerais si possible, de laisser ce point en dernier et de commencer par traiter le cas le plus simple, comme précisé au dessus dans la démarche. et merci encore. Oui c'est vrais, mais comme j'ai précisé au départ, ce sujet va essayer d'englober les cas de figure les plus fréquents et les traiter de manière a aboutir en fin de compte à des résultats bien pratiques (comme des programmes de calculs, ect...) pour que tout le monde puisse en profiter. Je vais essayer mnt de traiter le 1er cas : CAS 1: voile seule A mon sens, 3 solutions Pourront être adaptés suivant le chargement du voile: 1) on n'a pas besoin d'avoir un débord dans le sens longitudinal: 2) On a besoin d'avoir un débord: 3) On a besoin d'avoir un débord, et en renforce les partie en consoles pour raidir la semelle: En premier lieu, on a besoin d'effectuer deux vérifications, qui vont donner une première approximation des dimensions de la semelle: * vérification de la capacité portante dus sol. * vérification de la longueur comprimé de la semmele (dans le cas de diagramme triangulaire). Ceci sous entend que la semelle est rigide dans le sens longitudinale (emploi de diagramme triangulaire ou trapézoïdale) .Pour cette raison, on ne va pas traiter le 2eme cas de figure, on va traiter seulement le cas 3 ( débord renforcé avec une poutre (ou libage) ) et c'est à l'utilisateur de vérifier la régidité globle de la semelle. Ensuite, il faut vérifier la semelle elle même aux différents ELU et ELS (résistance, ouverture des fissures , ect ...) Voici un exemple d'application de cette démarche: (j'utilise la faille Excel que j'ai mis en pièce jointe) Avec : LBd(m) = 1,00 débord longitudinal droit. LBg(m) =1,00 débord longitudinal droit. Lv(m) =4,00 largeur du voile L (m) =6,00 longueur totale de la SF. B (m) =1,80 largeur de la SF (dans le sens longitudinal). σ admissible (T/m2) = 40,00 ( = 4bars) Le programme indique qu'il faut se référer au cas 2 (cad diagramme triangulaire). A cet égard, je pense que les règlements marocain,algérien et français ne sont pas très différents. en tous cas j'ai laisser le choix des coefficient que j'ai nommé µ et K à la guise de l'utilisateur. Ainsi, notre semelle est sollicité par un diagramme triangulaire de contraire avec une longueur comprimé de 1,5m et un maximum de 74 T/m2. Dans le sens transversale, on considère que le diagramme de contrainte est uniforme, ce qui revient à dire qu'on a choisi une hauteur suffisante pour considérer que la semelle est rigide transversalement. Pour le calcul du ferraillage,je vais essayer de le traiter dans mon prochain poste . J'espère que ce sujet sera bénéfique à tous, et j'attent vos interventions! ci-joint: http://www.4shared.com/file/Nbqq4JK4/semelles_filantes-lmgc.html

Salam 3alaykom, et 3id mobarak said. Suite aux coversations que j'ai eu avec notre frère Karim ( karimgc22 ), On a eu l'idée qu'il serait bien d'avoir un document qui pourrait servir de guide pour le calcul des semelles filantes sous voiles en situation sismique, puisque c'est un problème qui se pose régulièrement en bureau d'étude. différents cas de figures seront traitées par la suite: * cas 1: voile seule (le voile a étudié n'a pas d'intersection avec d'autres voiles). * cas 2: voile qui possède des intersections avec d'autres voiles qui lui sont perpendiculaires (dans ce cas la stabilité de la fondation sous voile sera assuré grace à la présence de ces murs perpendiculaires ) . * cas 3 : problématique de fondation sous plusieurs voiles approchées ( cas par exemple de noyaux ): Dans ce 3eme cas, on va essayer d'ouvrir le sujet sur des cas plus complexes qui pourrons êtres rencontrés, et plusieurs questions vont naturellement apparaitre, comme: - Le problème d'interaction entre les directions de calcul: par exemple lorsqu'on choisi d'avoir un seul radier qui supporte plusieurs voiles de directions différentes . Comment on pourrait pratiquement tenir compte de cette interaction? - Les limites pratiques de l'application de l'analyse modale spectrale dans le cas mentionné dans le point précédant , ect ... j' espère que chacune de ces question va être entamé dans un sujet à part. Principalement, on va essayer de traiter un cas , à travers une feuille Excel personnalisables et un exemple concret de calcul (ou plusieurs). La démarche à suivre et la suivante: - je propose l'exemple de calcul ainsi que ma version du programme Excel. - Les différents intervenants donnent leurs remarques et observations, ainsi que leurs propositions de programmes de calculs (feuilles Excel ou autres). - Le lecteur intéressé choisi le programme qui lui convient le plus, et trouvera en parallèle une référence théorique ( dans la discution) , qu'il pourrait consulter en cas de besoin. j' espère que vous allez m'aider à améliorer le contenue de cette discution à travers vos remarques et observations. Bonne journée.

Salam. Ramdan Mobaarak. Salut mes frères Samideqlqpart et Keraz. Je demande votre permission de participer à cette discussion itéressante. Je pense que la condition de determination des dimension de la SF sous voile (en cas de chargement sismique) n'est pas relatives seulement aux non dépassemenrt de la contrainte limite. Une autre condition existe relative à la vérification de la longueur comprimé de la semelle. pour la réglementation francaise, la condition à vérifier est L'/L > 10% (pour assurer que la semelle ne décolle pas entièrement du sol). La contrainte à l'état limite ultime ( ou contrainte de rupture) du sol est une contrainte obtenue par calcul à partir des caractéristiques du sol ou par éssai insitu sur la sol (pressiométrique ..).Lorsque cette contrainte est dépassée, on a rupture du sol. En situation normale ,et pour être sécuritaire, on calcul avec une contrainte bcp plus faible que la contrainte de rupture, en appliquant un coéfficient de sécurité de 3. donc qa=qr/3. C'est la contrainte admissible. Par contre, pour une situation accidentelle (tel que séisme) on ne peut pas se permettre une telle sécurité, donc on adopte un coédff de sécurité de 2 comme a bien di Keraz: qlim= qr/2 on aura alors qlim =1.5 *qa, sachant que l'information fournie par le laboratoire géotéchnique est généralement qa. Salam.

?????? ????? J'espère que le débat suivant vous sera utile: http://forum.lmgc.fr/debats-techniques-f26/armatures-de-bords-voile-soumis-a-la-flexion-composee-t12583.html

Salam. Voici un nouveau lien: http://www.4shared.com/file/tgn8Bnpt/Document_dinformation__lusage_.html Sinon vous pouvez voir directement le dossier 4shared: http://www.4shared.com/account/dir/37270832/ff8637b0/sharing.html?rnd=28 J'espère que ca va marcher.

de rien

Salut. Je tien à féliciter notre ami AITELHADJ pour ca façon scientifique est exacte de répondre aux questions!!! Ce que vous appelez philosophie, ne sont que des pures conclusions scientifiques, avec des termes scientifiques! est ce ne sont pas les miennes, mais celle du professeur DAVIDOVICI, que personne n'a dit avant ca qu'il philosophait(au sens péjoratif bien sur). Tu n'a qu'a consulter le livre mentionné dans mon précédent poste et faire une petite comparaison. Si tu n'arrive pas à comprendre ce que j'ai écrits, il ne faut pas dire que les autres ne comprennent pas! mais plutôt essayer d'avoir un débat scientifique sans utiliser ces termes insignifiants comme "philosopher" ou n'importe quoi. On ne cherche la simplicité absolue que dans les chose qui sont vraiment simples. Cette réponse ne concerne pas la question posée: tu a essayé de répondre à la question "quand es-ce qu'on aura une une torsion dans un bâtiment? ". Alors que la question était:"comment je peux savoir si j'ai affaire à un mode de torsion?" .Je pense que la différence est claire. Probabilité??? vous pouvez nous éclaircir plus sur la relation entre "probabilité" et "torsion"??? J'espère que ce débat continuera dans la bonne direction, tout en gardant un respect mutuel.Je pense bien qu'on pourrait bénéficier les uns des autres si on ce respectent. Bien à vous.

?????? ????? Je ne suis pas d'accord avec vous. La participation des masse n'a aucune relation avec la classification des modes propres ( cad s'il sont de translation, de torsion, ect ...). La participation de chaque mode se détermine lors du calcul de la réponse modale; cad qu'on calcul tout d'abord les modes propres indépendamment de l'action sismique, puis on détermine la réponse de ces modes de vibrations vis-à-vis de cette action. Ce sont deux étapes distinctes. Pour revenir à la question de départ, et comme à mentionné DAVIDOVICI dans son ouvrage "calcul dynamique des structure en zone sismique, pour une structure symétrique par rapport à deux plans verticaux perpendiculaires oxz et oyz (raideurs et masses), les modes propres de vibrations peuvent être classés en 4 catégories: 1) modes de vibration "horizontaux" dans le plan oxz. 2) modes de vibration "horizontaux" dans le plan oyz. 3) modes de vibration "veticaux" . 3) modes de vibration de "torsion" . la distinction entre ces 4 catégories se fait en se basant sur les déformés modales, cad les direction des déplacement des nœuds horizontalement et verticalement, et non aux participations de chaque mode. Pour les structures dissymétriques, DAVIDOVICI dit que "le classement des modes s'effectue comme précèdent, mais, pour un mode donné, chaque nœud ce déplace selon les trois directions, un des déplacement restant prépondérant par rapport aux autres. Ainsi, pour les modes de vibration dans la plan oxz, le déplacement principal reste dans le plan ox, mais un déplacement dans la direction oy est possible, dû à une torsion du bâtiment par rapport à un axe vertical. " On aura ainsi des modes couplés translation+torsion. Reste à signaler que la participation de masse d'un mode donné permet dévaluer l'influence de ce mode sur la réponse de la structure, et donc qu'un mode avec une participation négligeable ne vas pas influencer sensiblement le dimensionnement de la structure. ????? ???? Salut.

?????? ????? Je pense qu'il faudrait comme même avoir le minimum réglementaire du BAEL: * section du poteau : Amin = 4cm2 x périmètre = 4x4x0.3 = 4.8cm2 . * Je ne suis pas sur pour la vérification au flambement en cas de poteau peu chargé, mais la limitation réglementaire de l'élancement du poteau n'est pas vérifiée dans notre cas ( élancement = 3.46*7/0.3= 80,7 valeur assez grande ). il es bien logique d'avoir des Ks très grands puisque le poteau n'a été chargé qu'avec un effort normal centé (en plus l'effort normal est faible). Mais je ne pense pas que ce soit un bon critère de jugement puisqu'on risque malgré tout d'avoir une instabilité géométrique. ????? ????

?????? ????? Je complète les documents envoyées par notre frère SITAYEB (????? ?? ?? ???? ?????? ???? ?? ???) à propos des "Document d’information à l’usage du constructeur - Conçu par Mme Patricia BALANDIER". http://www.4shared.com/get/181064619/d26433f2/Document_dinformation__lusage_.html ?? ???? ??????? Salutations.

?????? ????? Vous pouvez voir le 3eme poste de la page suivante: http://forum.lmgc.fr/questions-reponses-f111/robobat-calcul-dynamique-t13212-5.html Je pense qu'une longueur de 25m entre blocs ne nécessite pas une étude sous l'effet de la variation de température. Merci.

?????? ????? Merci beaucoup mon frère Keraz pour votre réponse. Oui,j'ai bien dit ça. Mais il faut mettre cette phrase dans son contexte , puisque j'ai écrit juste après: Et donc c'était pour mettre en valeur le fort changement dans la valeur de l'effort tranchant au niveau de la jonction. Et puis, il faut bien souligner le mot presque dans ma phrase. Avec liaison rigide ou pas, je n'ai jamais dit que l'effort tranchant reste constant sur toute la hauteur du portique. Je suis d'accord avec vous si vous parler de liaison rigide en bloquant seulement le déplacement suivant X (UX). Le déplacement suivant Z (UZ) et la rotation suivant Y (RY) étant libres. J'ai cherché dans tous les postes, je n'ai trouvé aucune démonstration, que ce soit pour la répartition horizontale ou verticale des efforts. Ce n'est pas parce qu'on a une force unique au sommet du portique, ou qu'on a les mêmes dimensions des poteaux qu'on pourra conclure une répartition uniforme; Au contraire, ce que j'ai démontré dans mon poste du 25/02/2010 est tout à fait le contraire: j'ai dit que que l'effort tranchant dans un poteau (3-4) par exemple dépend non seulement de sa rigidité, mais aussi des rotations aux nœuds 3 et 4, et au déplacement horizontale entre les nœuds 3 et 4 Delta(3-4) (voir figure) Dans un calcul exacte, il ne faut pas ce baser seulement sur la rigidité des poteau. J'ai démontré que les rotations des têtes des poteaux sont différentes, et que ainsi l'effort tranchant ne sera pas repris de manière uniforme. Donc que ce soit pour la répartition horizontale ou verticale des efforts , je n'était pas d'accord avec vous, et je n'est pas contredit mes propres envois. Il faut bien comprendre pourquoi j'ai introduit la méthode du BAEL dans mon envoi. Ce n'était pas pour démontrer quoi que ce soit, mais seulement pour dire que le BAEL est la méthode que je défend vont toutes les deux en parallèle , et ne se contredisent pas. Le BAEL a proposé une méthode simplificatrice, mais il a essayer de de s'approcher d'une réalité constaté: Les poteaux du milieu reprennent plus d'efforts que ceux de rive; et c'est pour cela qu'il introduit le coefficient de 0.8. Par contre la méthode du BAEL se met en forte contradiction avec votre hypothèse de répartition uniforme de l'effort tranchant. A mon avis, votre méthode et même plus simplificatrice que celle donné par le BAEL. POUR CONCLURE: Je vous énonce clairement mon avis : * La répartition horizontale de l'effort tranchant n'est pas uniforme. Les poteaux de rive reprennent moin d'effort que ceux du milieu. * Les poteaux ce trouvant sur le même axe vertical ne sont pas soumis exactement au même effort tranchant.Cependant, dans chaque niveau, l'équilibre statique des effort reste satisfait. Merci encore Keraz. Salut.

?????? ????? Je suis tout à fait d'accord avec vous en ce qui concerne la liaison rigide des nœuds des autres planchers, et c'était un oubli de ma part. Cependant, la conclusion que vous avez tiré sur les efforts identiques dans les poteaux n'est pas correcte, sauf dans le cas de portique à une travées (2 poteaux).je m'explique: Prenons comme exemple un portique à 3 poteaux identiques (45x45) et poutre (30x50) de hauteur h=8m, sur lequel on applique une charge horizontale au sommet de 100kN.Voici le diagramme de l'effort tranchant et du moment comme l'affiche ROBOT: Effort tranchant: Moment: et la relation reliant effort tranchant et moment dans chaque poteau est la suivante: Tij= (Mij-Mji)/h avec Mij et Mji moment pris par le poteau au nœuds i et j respectivement, et h la hauteur du portique. (pour le poteau entre 1 et 2 par exemple, (98,27-(-142,73))/8=241/8=30,125) ces résultats sont tout à fait logiques: la valeur de l'effort tranchant dépend des valeurs des moments au nœuds. ces dernier moments dépendent và leur tours de plusieurs élements: les rotations aux points 1 et 2, les régiditées des éléments et de la dénivilation globale de la structure. On peut regrouper tous ça dans uen formule: Avec K=4EI/h, (identiques pour tous les poteaux) gama =1/2 (identiques pour tous les poteaux) oméga = delta/h ,delta= déplacement global maximal de l'étage(identiques pour tous les poteaux) la seule différences entre les poteaux réside donc dans les rotations au nœuds. On peut bien observer que ces rotations sont biens différentes entres les nœuds 2,4 et 6 (2=6): déformé: les valeurs: Donc les moments entres nœuds 2 et 4 sont différents et par conséquents les efforts tranchants dans les poteaux le sont aussi. Cette conclusion pourra aussi être confirmé par le BAEL91 dans sa méthode simplifiée de calcul des portique de contreventement.Dans l'article B.8.1,2 on trouve ce qui suit: Donc puisqu'on diminue les moments d'inertie des poteaux de rive, et que la répartitions des effort ce fait suivant la rigidité, alors les poteaux intermédiaires vont reprendre surement plus d'effort que ceux de rive. Cette méthode est approximative, mais elle donne des bon résultats ( vous pouvez comparer avec les résultats de l'exemple). ce que vous avez dit ici n'est donc pas correcte. Pour la passage d'un étage à un autre, vous pouvez voir que la valeur de l'effort tranchant va changer en suivant le même raisonnement sur les rotations ,mais cette fois-ci, les déplacements globaux des étages vont être différents .(voici un exemple): J'éspere que ces remarques vont être utile à tous. Je te remercie beaucoup mon frère Keraz pour ton intérvention très instructive. Une dernière remarque: pour le sujet principal, j'envoi le fichier 3D dans mon prochain poste (InchaeAllah) ?? ???? ??????? Salut.

?????? ????? Salut. Au début je remercie notre frère Rabie (medeaing) pour les informations utiles qu'il ne cesse de donner dans ce forum, en sacrifiant beaucoup de temps et d'effort. Puis je ne sait pas pourquoi avoir recours à des expression de type: ou Puisque que ça n'a pas de sens.Si vous estimez que c'est du blabla, ou que vous connaissez déjà toutes les informations mentionné () ,alors d'autres personnes pourront bien en profiter, et c'est ça le but même du forum, l'échange de l'information dans les meilleurs conditions.

?????? ????? Essayons d'aborder le problème de point de vue dynamique (séisme).pour cela, j'ai préparé deux exemples ,un en 2D et l'autre en 3D pour avoir une idée plus claire sur ce sujet et les problèmes qui vont avec. Commençons d'abord par le modèle 2D: la liaison rigide modélise l'effet du diaphragme (PH sous sol). On applique une force horizontale au sommet du portique (800kN). Les poteaux sont prolongés dans le voile et on applique un encastrement sur toute la longueur inf du voile. la cartographie d'effort tranchant après calcul est la suivante : On remarque que l'effort tranchant dans les poteaux reste presque constant sur toute la hauteur du portique( de telle sorte que si on fait la somme sur une coupe horizontale on retrouve 800kN (210.23+391.94+197.83=800 par exemple)) . cependant, une forte concentration s'est produite au niveau de la jonction poteau voile au niveau du sous sol.Juste après cette jonction , l'effort tranchant dans les poteaux devient négligeable. si on fait des coupes sur les voiles, les résultats seront cohérents: La coupe en haut donne un fort effort tranchant dans le voile, ce qui est logique: c'est cet effort tranchant qui va équilibrer celui apporté par les portiques au niveau de la jonction.Alors que pour la coupe inférieure, le voile équilibre à lui seule l'effort horizontale extérieur puisque les poteau donne des efforts quasi nuls. Je suis d'accord avec vous sur ce faite. Sauf que cette concentration de contrainte dans le jonction poteau voile va se produire dans les deux cas : en appuyant les poteaux sur les voiles ou en les ancrant dans ces derniers.Dans les deux cas il faut dimensionner cette zone avec les efforts convenables. On peut donc conclure ce qui suit: *L'effort tranchant va être transmis des poteaux au voiles. *la zone de jonction doit avoir une attention particulière. Pour l'exemple 3D , et mes conclusions concernant le problème du départ (semelles isolées sous poteaux ou pas?) je vous les transmets dans mon prochain poste. ?? ???? ??????? Salut.