Guillaume5967

aucune liaison, l'entreprise nous dis que le sol est recomprimé et la contrainte au sol passe à 3 bars.

Ci-joint le schéma de ma poutre reprenant les poteaux ... Je ne peux pas avancé les poteaux -> Circulation Je pense qu'il n'est même pas judicieux de reprendre dans la dalle au vu des efforts et charges qu'elle reprend déjà; ma poutre de 80x90 possède un déjà une contrainte de cisaillement proche de 30 bar (Béton B25) ... Le mieux est de recentrer les poteaux surtout au niveau des appuis ? Comment procéder le calcul pour reprendre l'effort dans la dalle ? (Ma première note y faisait allusion et-elle bonne?) 20110412143950230.pdf

je t'envoie un schéma dans l'après midi, je n'ai pas peur des architectes mais ce projet est un peu tendu ... je doit refaire tout l'ingénierie en phase éxe .... je ne peux plus bouger de place de parking etc .... Si je décale le poteau je fou en l'air toutes ses cuisines ... voilà pourquoi ca ne risque pas de passer

as tu tenu compte de l'excentricité additiionnelle et du second ordre ? cf BAEL

Bonjour, Voilà mon problème, j'ai un poteau d'un R+5 qui tombe sur une poutre dans mon SS excentré de 20 cm, rien que pour reprendre le cisaillement il me faut une poutre de 80cmx90cm (h=80). L'axe du poteau se situe à 0.60 cm de l'axe du poteau du SS. Je pensé partir sur le calcul ci-joint, faire une poutre en flexion composée dans ma dalle. Est ce correct ? La dalle va-t-elle bien tout reprendre et je n'aurai pas de problème de traction dans mon poteau ? Je pense recalé le poteau mais j'ai peur de la réaction de l'archi .... Merci d'avance. 20110411122102893.pdf

comme une section rectangulaire avec acier comprimée

un béton même à 28 jours continué à prendre un peu jusque 90 jours, si les valeurs sont bonne à 7 jours je voit pas pourquoi elle ne le serai plus à 28 jours ... Après je ne sais pas si les centrales sont fiables dans votre pays

Bonsoir, Les charges basses et le poids du mur sont repris par une poutre en dessous de ce voile. Mon problème est que dans mon projet une partie de la façade est en retrait et avance de 90 cm au niveau du RDC, je me retrouve donc avec 4 étage à reprendre sur une poutre de 120x18 sur 6 m de portée. Aucune des fenêtres présentes sur cette façade ne sont alignées pour simplifier le problème. Est-ce faux de dire que la voûte a une hauteur de 6/4 = 1.25 m ? où est-il plus prudent de considérer le z explicité pour le calcul des poutres voiles ? N'existe pas un phénomène de traction éventuelle dans la voûte ? Autre cas lorsque que l'on a un mur de 5 étage et que l'on fait une poutre voile au 1 er niveau est-il nécessaire de reprendre toutes les charges des 4 autres étages en tête où peut on dire que des voutes se crée à chaque niveau (les voiles étant non armés au dessus?) Je n'aime pas trop prendre les voûtes en maçonnerie, condition de chaînage particulière + voûte uniquement comprimée. De plus il est important de vérifier la section d'acier nécessaire pour équilibrer l'effort tranchant sur appui. Quelles sont les risques d'un abus des voutes de décharge en BA et maçonnerie, en exclusant le risque de ruine, fissuration ?

Bonjour, Je souhaite lancé une petite conversation concernant ce sujet, c'est un phénomène que l'on rencontre en béton armé et en maçonnerie. En béton armé, quelle est la hauteur mini de voile plein à avoir pour considérer une voute de décharge, je ne parle pas des poutres voiles attention. Si on considère une voute dans le mur peut-on ne mettre qu'un treilllis central pour un voile non armé afin de limiter le retrait ?

il faut mettre des tirants et cadres au dessus et en dessous de ta réservations pour répartir les charges à l'aide de bielle à 45°. Par contre les 3 vraiment rapprochées je pense pas que celà soit une bonne idée.

tes efforts horizontaux mes paraissent énorme pour du R+4 d'après ce que je me souvient de mes cours de parasismiques et du projet en R+10 que j'avais étudié

le moment MU me parait gigantesque ... c'est quoi comme bâtiment ?

on les a calculer comme une poutre sur plusieurs appuis, toujours en point dur. Pour les semelles les plus chargés : on part sur des semelle en Té avec libage BA.

Bonjour, La modélisation sur maple, je doute que tu arrives à faire quelque chose de très poussée. Par contre en expérience tu peux réaliser une maquette à l'aide de pièce de bois dont tu connais les caractéristiques mécaniques. Tu lui mets une accélération connue à la base qui te donnera une force et tu essaye de déterminer les déplacements. Puis tu compares ces valeurs avec les règlements PS92 ou EC8. Après à voir si ca rentre dans le thème de ton TIPE.

Avec un collègue nous avons décider de changer le principe, semelle filante sur inclusion rigide; on consomme le même nombre d'inclusion mais plus de longrines ... et les semelles sont plus légère que les massifs calculés.

Je ne comprends pas pourquoi l'entreprise a fait ce choix pour moi il est moins économique que les pieux .... à l'origine on avait 30 pieux de 13 mètres : 21 diam 52 et 9 diam 72. Maintenant j'ai 94 inclusions rigides de diam 27 longueur : 6 mètres. Les massifs sont monstrueux, pour les massifs sur 4 pieux si on fait l'hypothèse que la charge arrive au centre du massif il faut 12 cad HA16 dans les 2 directions soit 22.53 cm² à répartir sur 1.70 mètre. Après je ne suis toujours pas en possession de la note de calcul de l'entreprise 35 tonnes par inclusion me paraît énorme..... De plus je suis obligé de changer l'emplacement des inclusions au vu du basculement possible de certains massifs ... Pensez-vous que dans mon cas que les inclusions soient rentables ? (Massifs allant jusque 216 tonnes).

Je remettais la même section d'acier en supérieur vu que je travaille ce massif avec des cadres. les 22 cm engendre quand même 6 cm² d'acier (de mémoire) en sup. Je vais le faire de cette façon donc : répartition de P par les bielles en vérifiant les contraintes. et reprendre la ponctuelle en sup qui après descend directement sur l'inclusion ?

après réflexion au vu que les massifs font 50 cm d'épaisseur soit plus que le diam des inclusions, je considère que la méthode de Frémy est applicable. Je pense que le fait que la semelle ne soit pas liaisonnée ne change pas réellement le comportement d'une semelle sur pieu. Ci-joint mes remarques en pnj. Qu'en pensez vous ? je ne suis pas sur que l'effort F engendre réellement de la traction dans mes aciers inf. Après on vérifie le poinçonnement de l'inclusion sur le massif (qui me semble être largement bon vu qu'une inclusion reprend environ 30 tonnes à l'ELS). ImageShack® - Online Photo and Video Hosting ImageShack® - Online Photo and Video Hosting 02INDA~1.PDF

7.4 mètres c'est encore raisonnable, charges à l ELS?

Je vais donc rappeller l"entreprise de fondation spéciale pour avoir plus d'informations. D'après les éléments que j'ai les pieux ne sont pas armés, ce qui est généralement le cas en inclusion rigide

sert à créer un appui pour porter ta dalle sans retombée pour l'aspect architectural

pour le calcul des massifs j'effectue donc une répartition des charges entre les inclusions ? je pense faire un ferraillage à l'aide de cadre comme pour des massifs de pieux avec des tirants en inférieur. Pour les massifs sur 2 inclusions je pense considérer l'intégralité de la charge entre les 2 inclusions et faire comme un massif sur 2 pieux, est ce faux comme raisonnement ?

je suis le BET béton, et je trouve cette solution bizarre ... 6 colonnes pour reprendre 200 tonnes oui ca me parait faible. Justement je n'ai pas eu de note de calcul de l'entreprise .... une inclusion reprend combien de tonnes environ ? Pieux béton de diamètre 27 cm, ancrage dans du sable compacte. sinon du point de vue du calcul des massifs je fais comment ? (je vais essayé d'avoir la note des massifs pour avoir le coeur net sur ces inclusions rigides)

ci-joint en pdf la VP 02-fondations.pdf

Pour ne pas simplifier les choses, je n'ai qu'un réseau de longrines et poutres voiles sur ces massifs .... initialement on avait prévu des pieux, mais l'entreprise de gros œuvre a voulu s'orienter vers cette méthode pour gagner des sous ...