GUISSET

Bonjour et bon retour à notre ami gilberto972, oui, vous obtiendrez des notes de calcul, le plus souvent des listing informatiques plus ou moins volumineux mais parfaitement indigeste pour la plupart ! J' ai eu l' occasion d' examiner une telle note de calcul en expertise, eh bien après de nombreuses heures d' efforts, je me suis aperçut que la partie adverse, qui voulait "sauver" son bâtiment de la démolition "par le calcul", avait délibérément trichée et nous avait noyé sous des tonnes de listings. En fait l' analyse modale ne prenait en compte que moins de 10 % des masses et évidemment leurs conclusions étaient différentes des miennes !! Je ne suis pas sûr qu' une note de calcul puisse prouver le respect du règlement... Il faudrait faire un contre-calcul, comme pour les ouvrages d' art. peut être mais vous savez bien que les BET beton sont plus forts que Renault puisqu' ils ne fournissent pratiquement jamais de notes de calcul, au fait combien d' acheteurs de renault lisent la notice de leur voiture ? Salutations

Bonjour, non, si vous avez une grande période ce n' est pas un problème , au contraire puisque vous "bénéficiez" d' une accélération moindre (voir spectre de calcul). voir PS92 ou EC8 SAlutations

Bonjour, je commence par votre 1° question : Vous devez vérifier la résistance de tous les éléments de votre modèle de calcul, c' est à dire pour une structure béton armé par exemple, justifier tous vos éléments (poteaux, poutres, voiles, dalles, fondations, chaînages...) à partir des sollicitations de votre modèle. Vous devez vérifier par ailleurs les déformations de votre structure pour les comparer aux valeurs limites règlementaires. Salutations

Bonjour, je n' ai pas tout compris, mais si votre portée est de 6.06 m et l ' appui de 16 cm, alors vous avez un problème au niveau de la contrainte locale des éléments sur lesquels votre PV reposent car : réactions : R = 0.327 x 6.06 / 2 = 0.99 MN en supposant une PV de 20 cm d' épaisseur : contrainte = 0.99/0.16/0.2 = 31 MPa ! ! vérifiez d ' abord les appuis de votre PV avant de tenter de la calculer... Salutations

Bonjour, si vous voulez des efforts concomittants : Résultats/efforts/enveloppe Salutations

Bonjour, Pour quelles raisons avez vous considéré la fissuration comme très préjudiciable ? Salutations

bonjour, oui oui oui mais en tenant compte des limites d élasticité différentes entre tiges et aciers HA, ou bien avec la traction maxi ne pas oublier les cadres pour coudre le recouvrement Salutations

Bonjour, votre mur est il porteur ? Salutations

Bonjour, Bienvenue dans le monde merveilleux du Parasismique ! non, pas de chance, vous êtes en zone 3 (sismicité modérée). oui , article 3.2.1 oui si vous voulez, il faut au moins 4 HA10 ?? je ne comprends pas vous pouvez l' éviter si le chaînage du plancher VS est situé à moins de 1.20m de la sous-face des fondations attention, ce n 'est pas la seule condition, il faut aussi que la diagonale des panneaux de contreventement ne dépasse pas 5.00 m pour les briques ou blocs creux, donc la longueur sera nécessairement < 5.00 m. Il faut aussi des raidisseurs en bordure des panneaux que vous faites participer au contreventement en vertu de l article 2.8 ?? non pour cela il faut que la hauteur libre soit < 3 m il faut que le chaînage règne sur toute l' épaisseur du mur sauf en périphérie où il doit régner au moins sur les 2/3 de l' épaisseur pour un mur de 20, cela ne permet pas d' utiliser des blocs spéciaux, il faut coffrer. voir article 3.3.3.7 Un point fondamental mais malheureusement souvent " oublié " est le contreventement du plan de toiture, notamment en présence de fermettes, les articles 3.8.2.1 et 2.3.2 demandent de constituer un diaphragme horizontal au niveau du plan des entraits des fermettes sous forme de triangulations bois ou métal liaisonnées avec les chaînages. Ce diaphragme est indispensable en zone sismique et peut dépendre du lot GO ou du charpentier; il est à noter que les dispositifs habituels de contreventement des fermettes par éléments minces de bois cloués entre eux ne répondent pas à cette exigence. Salutations

Bonjour, s agit il d un ouvrage où vous appliquez le fascicule 74 ? si ce n est pas coulé, remplacez le ST35 par un ST50C Salutations

Bonjour, dans ce cas de figure, faut il prévoir un recouvrement égal à la longueur de recouvrement entre les tiges d ancrage et les armatures HA du massif destinées à reprendre la traction ? Salutations

Bonjour M Demeusy, Je vous suis sauf sur 2 points: Vous voulez dire qu 'un système lierne + bretelle en haut de versant, toutes deux travaillant en traction, ne constitue pas un "point dur" et ne permet pas de recouper la panne dans le sens sa mauvaise inertie ? Pour quelles raisons ? si je comprends bien, vous dites que des liernes travaillant en traction + des bretelles en haut ne permettent pas de constituer un point fixe anti flambement ou anti déversement (à condition d' être positionné sur la semelle inférieure). Je suppose que la raison est que ce système ne fonctionne que pour des efforts dans un sens alors que les efforts danti flambement peuvent être dans un sens ou dans l autre. Mais si les bretelles sont positionnés en haut et en bas de versant, le systeme peut il convenir ? Merci et Salutations

Bonjour, je suis surpris que vous disposiez les bretelles en bas de versant, les réactions des pannes sur les liens dues à la flexion suivant l' axe de petite inertie sont parallèles à la pente et descendantes, donc si vous mettez les bretelles en bas, cela signifie des efforts de compression dans les liernes qui devront être de ce fait rigides. Ne vaudrait-il pas mieux positionner les bretelles en haut de versant pour n' avoir que des tractions dans les liernes ? ou bien des bretelles en haut et en bas si les pannes sont en compression du fait de la position de la poutre au vent et/ou de leur rôle de montant de poutre au vent, ainsi les liernes tout en restant tendues pourront reprendre des efforts dans les 2 sens (antiflambement par exemple) ? salutations

Bonjour, non, je parle d' un ferraillage à mettre en oeuvre également sur toute la hauteur du voile. Salutations

Bonjour, normalement cela devrait permettre d' augmenter le nombre de micro-fissures et éviter des ouvertures trop importantes; vous pouvez aussi mixer avec des dispositions particulières : bandes de clavetage, composition du béton avec E/C limité... Salutations

bonjour, je ne pense pas avoir écrit cela, je dis que l' EC2 donne des longueurs de flambement pour vérifier un critère d' élancement pour statuer sur la sensibilité au second ordre mais que ces longueurs de flambement ne sont pas automatiquement utilisables dans le cadre de la méthode générale. Ce règlement utilise la longueur de flambement dans les méthodes simplifiées mais dans le cas général renvoie à un calcul non linéaire tenant compte des lois de comportement des matériaux, du fluage... oui, dans l'ouvrage de Coin, il est stipulé que l' utilisation de longueurs de flambement issues de la RDM n' est pas correcte pour le béton armé. J' ai déjà cité les articles qui partent du cas général et précisent ensuite l' application aux ossatures, à noeuds fixes ou déplaçables. C' est assez clair pourtant, le BAEL renvoie dans le cas des ossatures à noeuds déplaçables à une justification du flambement d' ensemble, c' est à dire à un calcul général où vous ne pouvez pas isoler un poteau et le justifier en lui donnant une quelconque longueur de flambement. Maintenant, vous êtes Ingénieur, tout comme moi, vous êtes libres d' utiliser les méthodes que vous jugez les plus adéquates, si vous avez une ossature à noeuds déplaçables vous pouvez très bien utiliser par exemple les longueurs de flambement des abaques de Jacson et Moreland pour calculer vos poteaux. Mais en cas de problème, vous ne pourrez pas dire que vous avez respecté le BAEL puisque ce dernier demande un calcul d' ensemble... Je ne connais pas les règlements que vous avez cités (sauf l' EC2) alors je vous retourne la question : avec ces normes, de quelle genre d' "étude globale" s' agit il ? s' agit-il d' un calcul élastique au second ordre pour calculer les effets de second ordre ou les longueurs de flambement? ou bien d' un calcul non linéaire au second ordre type BA avec fluage, retrait... ? car dans ce cas, adieu la notion de longueur de flambement ! ou quelque chose d' autre ? oui, c' est par exemple l' avis de Monsieur Coin. je comprends que cette méthode soit assez déroutante au début mais elle n' est pas si complexe et pour le choix des rigidités, rien ne vous empèche de partir de celles de l' ACI par exemple et ainsi vous pourrez voir les différences avec la méthode de calcul avec longueur de flambement. Pourquoi ne pas faire le calcul sur un portique simple pour tester ? je pourrais fournir quelques feuilles de calcul si nécessaire. je me méfie des ingénieurs sans expérience qui prennent rapidement la bonne décision, le critère de "rapidité" ne me semble pas devoir systématiquement éliminer les méthodes plus rigoureuses, ce n' est que mon avis... ceci me semble une excellente et sage précaution car la prise en compte du dynamique et du second ordre pour des structures élancées n' est pas simple du tout. et pourquoi donc ? l' Ingénieur est responsable de ces calculs et donc des méthodes qu' il utilise et aussi du domaine d' application de ces méthodes. Salutations

Bonjour, non il n' intervient pas pour le calcul de l' inertie avec une "formule rapide" Salutations

Bonjour, vous pouvez prévoir un ferraillage horizontal supplémentaire à répartir également sur les 2 faces et calculé à partir du % mini à la traction Salutations

Bonjour, je ne connais pas le RPA mais je suppose que la formule en question ne dépend que de critères simples (type de contreventement, hauteur, dimensions en plan...), il est donc normal qu' elle donne des résultats différents de ceux de l analyse modale. il faudrait joindre votre calcul manuel pour jeter un oeil mais comme certains murs changent entre le RDC et le 1° étage, je doute que le calcul manuel donne exactement les mêmes résultats que les éléments finis. et aussi dans le 8° mode; c' est normal puisque vous avez déclaré le séisme dans les 3 directions de l' espace. Salutations

Bonjour, le plus simple est de faire appel à Huygens : I = 2 S d² , avec S = section d une membrure horizontale d = distance entre CDG et axe de la membrure ( = hauteur/2) Salutations

n' avez vous pas peur du mélange des genres entre ACI et BAEL ? Si votre CBA93 est une copie du BAEL ne serait il pas plus correct d' utiliser l' annexe E7 plutôt que des parties d' un règlement différent par souci de cohérence ? Je suis surpris de ces pratiques et j' en profite pour faire remarquer une certaine incohérence : en France, on construit très rarement des ossatures à noeuds déplaçables, donc l' article E7.4.2 est très peu utilisé en pratique alors qu'en Algérie, je crois que ces ossatures sont assez courantes mais votre règlement ne donne aucune méthode pour les justifier ! Etonnant non, il serait intéressant de savoir pourquoi ? vous l' avez lu comme moi et il faut bien dire que le BAEL ne donne aucun critère précis et chiffré pour faire la distinction : " une structure à noeuds déplaçables est une structure qui ... ne possède pas de partie rigide permettant d' assurer une faible valeur des déplacements horizontaux." On peut comprendre que les parties rigides, concrètement, sont des voiles ou des remplissages en maçonnerie... Il faut faire appel au jugement de l' ingénieur. Salutations

Bonjour et merci à Medeaing de votre réponse trés détaillée, ma question initiale n' était pas ambigue, ni ne cachait une autre question et d' ailleurs, rien n' empêchait un ingénieur qui, comme moi, ne pense pas possible de justifier un tel poteau en calculant sa longueur de flambement de répondre : " dans un tel cas de figure, je ne calcule pas une longueur de flambement mais j' utilise plutôt telle ou telle méthode". Ce n' est pas forcément si simple, prenons par exemple l' Eurocode 2, on y trouve comme dans les règlements cités par Medeaing des formules indiquant les longueurs de flambement de poteaux d' ossatures à noeuds fixes ou déplaçables, mais la question de la "validité" reste entière car les valeurs obtenues ne servent dans le cas général qu' à calculer des élancements pour les comparer à des valeurs limites pour savoir si l' on peut négliger les effets de second ordre , mais dans le cas de la méthode générale ( analyse non linéaire au second ordre avec prise en compte des effets de la fissuration, du retrait, du fluage) les longueurs de flambement calculées dans un premier temps ne sont pas forcément utilisables, notamment pour les ossatures à noeuds déplaçables. En clair, on calcule une longueur de flambement uniquement pour trouver l' élancement et "classer" vis à vis de la sensibilité au second ordre puis si l' on est dans le cas général, on ne peut pas toujours utiliser cette longueur de flambement pour justifier le poteau ! très bien, mais la question de savoir comment n' est pas résolu de la même manière dans tous les règlements, certains permettant l' utilisation des longueurs de flambement et d' autres non (BAEL). je confirme ce que j' ai déjà écrit, voir par exemple ce que préconise André Coin dans 'Ossatures des bâtiments' ou bien Jean Perchat dans son 'traité de béton armé' , mon avis en la matière est calqué sur le leur. et le reste... mon propos n' est pas de mentir par omission ni d' être "déloyal" (mais que vient faire la loyauté ici d' ailleurs ? loyal à quoi ou à qui ?) , j' ai enlevé "faisant partie d´une structure hyperstatique" et la fin uniquement pour alléger la citation sans dénaturer le sens. En effet, la précision sur la structure hyperstatique n' amène rien de plus, il est évident que l' on parle d' ossatures qui sont hyperstatiques ( et même fortement en général), et ceci comme vous le dites à juste titre pour des ossatures à noeuds fixes ou déplaçables, je suis tout à fait d' accord avec vous quand vous dites : par contre, je ne suis pas du tout d' accord d' en déduire comme vous : Pourquoi ? tout simplement parce que l' article E7.3.13 est intitulé " Cas où l' on peut se ramener à un poteau isostatique" et stipule que " dans certains cas, cependant, les liaisons sont telles qu' on peut admettre des hypothèses simplificatrices, permettant de se ramener au cas d' un poteau isostatique". Ces cas sont des cas particuliers et ne permettent pas de généraliser comme vous le faites abusivement; dans le cas général, ce n' est pas cet article qui s' applique mais plutôt E7.3.11 intitulé "Méthode générale" et qui renvoie à une analyse globale de la stabilité. non, je crois que le BAEL ne dit pas cela; les articles examinés ci-avant sont dans le paragraphe E7.3.1 intitulé "Analyse d' une structure hyperstatique" et qui concerne comme vous l' avez signalé à juste titre toutes les structures (noeuds fixes ou déplaçables). La distinction entre structures à noeuds fixes ou déplaçables intervient u paragraphe suivant E7.3.2 intitulé 'Application aux ossatures' qui donnent les règles propres à chaque catégories d' ossatures distinguées selon qu' elle sont "contreventées" ou non (sous-entendu contreventé par un système rigide) et qui retient : * ossatures à noeuds fixes : on peut simplifier le problème et considérer des poteaux isolés avec des longueurs de flambement de l ou 0.7l suivant les cas * ossatures à noeuds déplaçables : on ne peut pas simplifier le problème en faisant appel à une quelconque longueur de flambement, puisqu' il est demandé de faire une étude globale de la structure * ossatures à contreventement semi-rigide : la structure possède un élément de contreventement plus rigide que les autres qu' il faut justifier " en tenant compte des effets de second ordre dus au déplacement d' ensemble" et d' autres éléments (poteaux) dont on peut négliger la rigidité et que l' on peut supposer biarticulé vis à vis du flambement Je vous assure que si le BAEL ne donne pas de longueurs de flambement pour les ossatures à noeuds déplaçables, ce n' est pas un "oubli" mais c' est parce que la justification de telles ossatures doit être mener différemment. comme vous voulez, le BAEL indique des valeurs "judicieusement" choisies , ce terme se rapporte en fait à l' optimisation en terme de ferraillage, si vous ne choisissez pas suffisamment "judicieusement" votre calcul sera juste et réglementaire mais vous n' aurez pas optimisé vos armatures... non ! car en général les coffrages sont fixés et ce que vous cherchez sont les armatures, donc vous pouvez très bien ne faire qu' une seule itération puisque ce sont les quantités d' aciers qui vous permettent de répondre à la condition sur les rigidités (rigidités réelles > rigidités choisies à priori); ce n' est que si vous voulez optimiser et retenir les armatures les plus faibles que vous devez itérer en faisant varier vos rigidités initiales, et bon courage dans ce cas ! non plus, le calcul des combinaisons n' est pas différent; vous n' avez pas plus de cas à traiter que ceux nécessaires pour un calcul en flexion composée (hors optimisation).

Bonjour, je n' ai pas actuellement d' exemples précis, mais il suffit de ferrailler votre poteau "articulé à la base" avec les efforts normaux de calcul. non je ne suis pas d' accord, le moment général sera transmis de la superstructure aux fondations par des efforts verticaux antagonistes et par des encastrements poteaux/ poutres des autres niveaux; je ne parle pas bien évidemment de structure où la stabilité est assurée par des poteaux fonctionnant en console autostable... Le dimensionnement retiendra les combinaisons les plus défavorables qui peuvent être celles avec le séisme ou bien l' ELS. Salutations

Bonjour, Ces codes permettent effectivement de calculer une longueur de flambement pour un poteau d' une ossature à noeuds déplaçables, une fois obtenue cette longueur de flambement le poteau est justifié par des méthodes simplifiées ou plus rigoureuse (Faessel). Mon propos ne concerne pas les méthodes de justification des poteaux à partir de leur longueur de flambement mais la validité même de la notion de "longueur de flambement" d' un poteau d' une ossature à noeuds déplaçables : justement, le BAEL, à l' inverse des règlements précités et de bien d' autres d' ailleurs, indique dans l' annexe E7 que les ossatures à noeuds déplaçables doivent faire l'objet d' une étude globale de la structure (flambement d' ensemble). En clair,en accord avec les experts français rédacteurs du BAEL, il est impossible pour une ossature à noeuds déplaçables d' isoler un poteau puis d' estimer sa longueur de flambement et enfin de le justifier ! Voir par exemple l' article E7.3.13 : " en élasticité linéaire, la longueur de flambement d' un poteau ... dépend du cas de charge étudié, mais non du niveau du chargement. Dés que l' on tient compte des lois réelles de déformation des matériaux, cette propriété disparaît, et la notion même de longueur de flambement s' estompe..." Donc exit la "longueur de flambement" d' un poteau d' une ossature à noeuds déplaçables. On en revient donc au départ : comment justifier un tel poteau et notamment les effets de second ordre ? La réponse du BAEL se trouve dans l' article E7.4 qui donne 2 méthodes de calcul, la moins complexe, me paraît être celle de l' article E7.4.2 dite méthode des rigidités qui consiste à faire un calcul suivant l' élasticité linéaire en tenant compte du second ordre (la plupart des logiciels de calcul permettent cela) en fixant arbitrairement les rigidités EI de chaque élément puis on dimensionne les armatures avec la condition suivante: 1/r <= Mext/(EI), avec 1/r la courbure et Mext le moment tenant compte du second ordre Donc je repose ma question première : comment faites vous avec vos règlements nationaux pour les ossatures à noeuds déplacables ? Salutations

bonjour, donc vos longrines sont les liaisons antisismiques, qui doivent être situées à moins de 1.20 m de la sous-face des semelles, et qui reprennent alors règlementairement un effort axial correspondant à un % des charges verticales des éléments reliés. Les poutres de redressement sont des poutres situées au niveau des fondations et qui servent à reprendre les moments transmis par les poteaux à leur base. Cette conception est correcte mais ce n' est pas la seule possible, vous pouvez aussi assurer la fonction de liaisons antisismiques par les poutres de redressement en plus de leur role premier. Je ne vois pas où est votre problème. Les choses sont assez claires : vous devez reprendre les moments en pied de poteaux d' une manière ou d' une autre, soit dans les fondations qui vont "grossir" (c' est normal en zone sismique de devoir agrandir certaines semelles), soit par des poutres de redressement. Si ce moment vous gène alors il vous reste la 3° solution déjà signalée ci-avant. non je ne suis pas d' accord, vous pouvez considérer une rotation si le ferraillage est justifiée en conséquence. Salutations