Maxtox

Bonsoir, Je vous remercie énormément pour votre retour, donc mes calculs ne semblent pas trop faux, c'est bon d'avoir l'avis d'un autre ! Concernant le moment de 6 kN.m c'est juste que j'imaginais le cas le pire possible : rupture totale de l'appuis, la poutre tiens uniquement sur le bout du profilé ce qui serait le cas le plus défavorable mais effectivement plus loin de la vérité. Donc en vrai on est effectivement plus près de 3 kN.m ce qui fonctionne effectivement comme vous le prouvez par le calcul, tout en négligeant l'appuis direct qui doit forcément encore soulager cette bêche. Maintenant hypothèse numéro 2 : je suis partis sur une pénétration de 2mm par face, que pensez vous de cette valeur pour une soudure bout à bout, réalisée sur chantier, donc avec les profilés pas forcément bien axés/centrés, par un soudeur qui n'est autre que le maçon (donc pas soudeur professionnel) ? 2mm est une pénétration facile à obtenir ou pensez vous qu'il est possible que le monsieur se soit juste amusé à réaliser un cordon extérieurs (qui ne servirait à rien). Je peux poser une photo de la soudure si besoin ... En fait c'est la soudure qui me fait peur car je n'ai pas pu vérifier sur place la pénétration ...

Pas de charpentier pour m'aider ?

Si un pro de la CM pouvais passer par là et discuter sur mon raisonnement par le calcul : Reprise de 100% des efforts par la bêche soudée à l'âme (donc on ignore l'appuis de 5cm), je considère une soudure à pénétration partielle en deux faces, la pénétration est au moins de 2mm par côté (cas très défavorable). Je soude un plat de 7.2mm (IPN200) avec un 9mm (HEB 220). Effort ELU à l'appuis : Ved = 60 kNCalcul du moment : on considère une bèche de 10 cm = Med = 0.10*60 = 6 kNm / Effort de cisaillement Ved = 60 kNCalcul des contraintes dues à la flexion de la bèche, devant reprendre 100% des efforts (ce qui est faux, la poutre transmets une grosse partie directement sur appuis)Sigma = F/s +- M*V / IHauteur de la soudure = 0.18mV = 0.18/2 = 0.09m axe neutreInertie : on prends 2 mm de soudure par face = 0.004*0.18^3/12 = 1.944x10^-6 m4Sigma = 0.006 * 0.09 / 1.944^-6 = 278 MPA * 1.25 (gamma) = 350 MPA (beaucoup)En ne prenant que 1cm de plus en hauteur d'about soudé ( donc h = 19cm) :Sigma = 0.006 * 0.095 / 2.74x10^-6 = 208 MPA * 1.25 = 260 MPA donc proche des 235 MPA de la soudure Il faut encore ajouter la contrainte due au cisaillement T = V / (L x a) = 60 / (0.18 x 0.004) = 80 MPA et appliquer la formule de moyenne géométriqueEt ça en considérant que la poutre est suspendue à la soudure, en vrai le moment est inférieur. Donc ma soudure de 2x2 mm ne tient pas les 60 kN (prévisible) par contre j'ai peut être en vrai une meilleure soudure ? Si je cumule appuis direct et indirect; ça devrait fonctionner ? Besoin de l'avis un charpentier ! Merci d'avance;

Bonjour à tous, J'ai fais poser des poutres chez moi que j'ai dimensionné moi même (je suis ingénieur structure) un HEB200 pour franchir 4.3m de plancher. Au niveau du calcul de cette poutre pas de soucis, j'ai respecté une flèche de L/500. En gros les charges pondérées a reprendre : 120 kN, soit 60 kN par appuis. Mur en pierre de 60 et 40cm. Je n'avais pas prévu cela mais l'entreprise commande les poutres (j'aurais du le faire moi!) d'une longueur de 4.50m (et en HEB220 au lieu de 200), donc 10cm d'appuis de chaque côté. Il était prévu de faire une grosse réservation dans le mur, et remplir de béton (sommier béton, et remplis jusque en haut). La semelle supérieure est noyée dans le béton. Je fais remarquer que c'est trop peu 10cm, finalement on convient de souder des IPE200 en about de poutre pour renforcer. (sans plats) La soudure n'a pas été faire en pleine pénétration donc c'est du bricolage mais cela me suffisait si j'avais 10cm d'appuis + une bêche même peu résistante. La contrainte d'appui, sans bèche, est d'environ 60 kN/ (0.22*0.1) = 2.7 MPA ce qui est beaucoup sur mur en pierre ( en général 1 MPA). Si on prends en compte l'interaction de la semelle supérieure on peux diviser par 2 facilement, donc pour moi contraintes acceptables, en vrai j'ai aussi la bêche qui aide derrière mais je ne la compte pas, ainsi que la diffusion de la semelle supérieure sur le bourrage béton du trou complet. Je voulais que l'entreprise fasse cela des deux côtés, résultats, elle ne l'a fait que d'un côté. Pire que cela, elle a enfoncé la poutre de 15cm du côté sans soudage, (bon là j'ai un bon appuis!) et à mis seulement 5cm du côté soudé. (longueur de l'IPE soudé environ 13cm). Aujourd'hui c'est coulé (j'étais au travail quand cela à été fait) et je ne sais plus vraiment quoi penser en tant qu'ingénieur de ce bricolage. Le principal problème étant que les soudures ne sont pas faites par un soudeur professionnel, donc pas en pleine pénétration, et uniquement à l'âme si j'en crois les photos. J'en appel au flair de mes amis ingénieurs, avez vous un avis là dessus ? Je pensais renforcer avec deux cornières métalliques de chaque côté du HEB ancrés avec tige filetée chimiquement au sommier en béton, afin de sécuriser l'accroche de la poutre au sommier béton. Mais j'aimerais éviter de toucher à la pose pour des raisons de responsabilité si des fissures apparaissent. J'ai du mal à voir si je peux dormir tranquille ou si mon montage est dangereux ! Merci d'avance !

Bonjour, votre conception n'est pas mauvaise mais il y à quelques fautes. Je dirais que c'est pas très joli déjà, et ensuite c'est statiquement améliorable. Vous avez d'un côté un voile toute hauteur, en axe 1 de votre dalle, ici pas besoin de mettre de voile triangulaire, une simple poutre en console suffirait mais pour des raisons de symétrie vous préférerez sûrement avoir pareil des deux côtés. De l'autre côté par contre cela se corse, vous devrez utiliser un voile tel que vous l'avez dessiné; cependant votre conception n'est pas juste. Ce voile agit comme un tirant, en compression (partie inférieur) et traction (partie haute). La traction en partie haute ne posera pas de problèmes, vous calculerez votre effort à reprendre et à transmettre dans la dalle (Pas dur, moment = F * e, avec e entraxe des dalles), ensuite cet effort vous calculerez les aciers de manière très simple As=F/435. Ces barres devront être prolongée dans la dalle de la longueur d'ancrage au minimum (personnellement je ferais un peu plus long c'est pas ça qui va vous coûter cher). Avec un frettage perpendiculaire pour transmettre parfaitement les efforts de traction à la dalle (qui doit être ferraillée correctement) , qui va ensuite renvoyer cela sur les contreventements. Partie basse par contre c'est de la compression, pas de panique votre voile va reprendre ça sans soucis, par contre il vous faut transmettre ces charges à la dalle, ce qui n'est pas le cas actuellement. En effet votre voile s'arrête avant la dalle inférieur, ce qui fais que vous faites travailler en torsion votre voile en file A, et cette conception n'est pas possible, on doit toujours éviter la torsion en béton armé. Je vous propose de prolonger un peu le voile jusqu'au niveau de la dalle (voir dessin) afin de bien transmettre les efforts à la dalle. Vous pourrez ferrailler la partie basse comme une console (donc calcul simple). Pour ce qui est de l'introduction des efforts de compression dans la dalle, un bête F/(Largeur du voile * Ep dalle) vous donnera l'ordre de grandeur du taux de travail et il faudra rester en dessous de Fcd (eurocode = Fck/1.5). Voir ci-dessous une proposition en pièce jointe. En rouge le voile, en bleu les aciers. Autrement faire carrément descendre votre voile jusqu'a la dalle (attention pas de forme triangulaire en pied comme vous l'avez dessiné) J'attends les commentaires des autres ingénieurs. Cordialement; PS : je ne parle pas de sismique car dans ma région ce n'est pas préjudiciable alors je ne sais pas si c'est une mesure acceptable et je ne pourrai me prononcer pour la sismique n'étant pas expert, je parle en statique simple...

Sur les appuis transversaux non il s'agira d'aciers de renforts en nappe sup car votre dalle sera fléchie en ce sens, mais cela nécessite un calcul précis. Justement à propos de l'épaisseur, si vous aviez une retombé de poutre comme votre chaînage périphérique j'aurais dis que c'est tout bon, cependant votre cas avec cette BN ne m'inspire pas une grande confiance quand a l'hypothèse que votre bande noyée avec une inertie extrêmement faible je le rappelle donc, puisse jouer le rôle d'un appuis direct et empêche la dalle de se fléchir à la manière d'une plaque (donc se fléchie en simple console). En plus je pense sincèrement que vous devrez vérifier le poinçonnement aux coins de voile, une dalle assez peu épaisse, avec une qualité de béton assez basse type C20/25 pourrait ne pas vérifier parfaitement cette condition de non poinçonnement. Avez vous un logiciel EF à disposition ? Si non, personnellement je procéderais de cette manière : - Calcul des aciers de la dalle comme une console - Calcul de la BN comme une vrai poutre - calcul du poinçonnement aux coins des voiles et ajouts de renforts le cas échéant, + ajout de renforts de nappe supérieur ( on pourrait estimer 50% du moment de la travée par exemple) Et voilà; le dernier point est à discuter avec nos amis du forum mais personnellement je trouve que dans ce cas de figure la dalle est surement un peu light.

Bonjour, Pour ma part je n'ai jamais réalisé quelque chose comme ça, déjà j'ai un doute sur la capacité de votre BN à reprendre réellement les efforts, en fait votre dalle va travailler vraiment comme une plaque et vous aurez une concentration de contraintes non négligeable aux coins des voiles du porte à faux. Je dirais que c'est faisable mais il faudrait épaissir la dalle et vérifier le poinçonnement à cet endroit. Par mesure de sécurité, je ferais aussi une BN ferraillée avec les efforts à reprendre du porte à faux et je prolongerais des aciers supérieurs le long des voiles jusque au bout du porte à faux. Dans ce cas précis aussi les éléments finis sont très pratiques pour statuer sur ce problème.

Bonjour, Il y à énormément de logiciels qui font cela : Autodesk Robot, Graitec, Rfem, Infograph... La liste est longue, et c'est à votre bureau de vous les fournir pour travailler, mais ils sont très chers. Je vois que vous ne semblez pas avoir de logiciel à disposition, dans ce cas, les recommandations des personnes ci-dessus sont valables et vous simplifierons très largement le design de votre structure.

Salut, Je tenais juste à te dire que la configuration que tu avais au tout début n'était pas infaisable en soit, je fais des choses semblables et si tu as un logiciel aux éléments finis cela n'est pas très compliqué, tu pourras étudier en profondeur les contraintes, les efforts et les déformations de ton plancher et le tout avec un gain de temps non négligeable. Par contre sans retombée ton épaisseur de dalle sera en effet un peu plus épaisse, il faut l'étudier spécifiquement mais 22cm semble être un peu fin, je serais parti sur du 25cm et j'aurais vérifier à quel point je peux optimiser. Le point critique étant, comme l'a notifié Bellamine, les coins des voiles où tu auras une concentration de contrainte et très certainement du poinçonnement, il aurait fallut que tu étudies en détail chaque coin, soit à la main (assez long et fastidieux si tu veux respecter scrupuleusement la norme) soit avec un logiciel type HALFEN HDB (gratuit) pour mettre en place des goujons. Oui en effet ne pas avoir de poutres, cela se paie ! J'aurais juste placé des bandes noyées sur le pourtour de la dalle, ce que n'aurait pas fais le logiciel EF. Ma solution n'aurait sûrement pas été la plus économique, mais c'est le prix à payer pour ne pas avoir de retombée. Après tout dépends de ton bâtiment, si tu as un faux plafond et peu de technique, les poutres ne posent pas de problèmes, par contre un bâtiment avec beaucoup de ventilation etc tu auras un gros intérêt à ne pas avoir de poutre ! Ou alors en béton vu, c'est tellement plus beau sans poutres ! Voilà c'était juste pour dire que pour ma part, je ne voyais pas ton cas extrêmement problématique. A+

Comme dit au dessus il y a énormément de méthodes ... à la main comme a l’ordinateur. Vous devez calculer les portions qui portent dans un sens comme poutres continues et prendre en compte les dalles qui portent dans les deux sens... certains s’embêtent assez peu et calculent les deux sens en poutre continue indépendamment, cela reviens à surdimensionner un peu le ferraillage mais rares sont les fois où le ferraillage sera vraiment exagéré avec cette méthode. De toute façon les méthodes simplifiées consomment aussi. Le plus optimisé serait de modéliser votre dalle sur logiciel d’éléments Finis. Avec ça vous pourrez obtenir le comportement exact de la structure (moments/tranchant etc) et optimiser vos aciers au maximum. C’est très rapide et c’est la solution que je préconise et utilise. cordialement.

Il n’est pas facile de dire comme ça comment peut porter une dalle, cela depends : -rapport lx/ly -rigidite des supports -ferraillage -interprétation de l’ingénieur qui à fait le calcul (pour chaque système, confiez l’etude à plusieurs ingénieurs vous verrez que rare seront les fois ou la conception sera identique) En gros il faudrait les plans de coffrages (si possible aussi ferraillage) pour pouvoir se prononcer. S’il s’agit de supprimer des porteurs, le plus sûr est de refaire l’etude et vérifier que le ferraillage en place serait suffisant, mais il faut être vigilant à ce qui est réellement mis en place! Donc sondages à effectuer... Avec des plans vous aurez plus de réponses ici. cordialement

Bonjour, Billythekid à très bien résumé, de manière générale toujours privilégier la 2D qui comme dit au dessus est plus sécuritaire au niveau du dimensionnement et ce n'est pas plus dur. J'ajouterai que si vous avez une structure 3D complexe il faudra faire attention aux conditions d'articulation de vos barres, et c'est pour moi en 3D une grosse source d'erreur car vos devez modéliser exactement ce qui est "réel" alors que en 2D c'est vous qui choisissez les modèles simplifiés de votre structure et vous maîtriser plus facilement ces données. Cordialement,

Pour ce qui est des éléments prés-fabriqués c'est autre chose, je parlais principalement pour ce qui était du coulé en place, sinon effectivement, tout peut se faire. De plus comme vous dites cela nécessite de la main d'oeuvre qualifiée, ce qui semble se faire de plus en plus rare ces derniers temps... Mieux vaut faire les choses le plus simple possible. Personnellement, entre une dalle de 20 avec des cadres etc et une dalle de 25 sans cadres; sous réserve qu'effectivement la surface ne fasse pas 4000m2 je préfère réaliser une dalle un peu plus épaisse et simplifier mon système. Il faut juste effectuer une petite étude de prix succincte avec des ratios grossier type euro/m3 et cela va très vite à faire des conclusions si cela est une solution pertinente ou non. Personnellement, j'essaie toujours dans la mesure du possible, limiter les cadres dans les dalles/radiers, les chantiers aussi préfèrent éviter cela.

Bonjour, On évite les cadres et étriers dans les dalles pour des raisons de simplicité et d'économies. Poser des cadres et étriers dans les dalles c'est un travail de fou et il vaut mieux perdre un peu de béton que devoir exécuter un travail de fourmi, avec des risques que cela soit mal fait. Donc hors planchers dalles avec les poteaux qui portent les dalles sans retombées (alors la on mets des goujons/cadres localement) on essaie d'éviter au maximum ces dispositions. Nous avons eu le cas d'un radier un peu sous dimensionné à certains endroit sur un avant projet, résultats beaucoup de cadres et un travail de monstre. Il vaut mieux éviter à tous le monde, entreprise comme bureau d'études, ce genre de travail afin de simplifier la vie du chantier. Cordialement,

Salut Canartik, aurais tu le bouquin en question ou un lien pour l’obtenir ? Concernant les charges je trouve que 1900 kN sont beaucoup, il faut voir les portées mais par exemple un cas classique des portées de 7m on serait plutôt dans les 1MN donc est tu sur que tu n’as pas pris les efforts des poteaux de l’etage Supplémentaire ou une erreur dans les surface ?

Personnellement je vois une petite erreur au niveau de la descente de charge. En fait avec des planchers Hourdis corps creux qui portent sur un sens, il faudrait résonner plutôt avec les réactions d'appui des poutres adjacentes que en surfaces. Par exemple la dalle en bas à droite, une partie est transmise effectivement directement au poteau avec une seule poutre intermédiaire mais si tu regardes dans la partie droite, une poutre secondaire repose sur ta poutre principale reliée au poteau, de ce fait ta surface d'influence n'est pas tout à fait juste car une partie de la poutre de droite repose sur la principale et vient ajouter des charges sur les poteaux. Voilà si je devais faire la descente de charge rapidement et assez précis, je partirai des poutres secondaires en isostatique, réaction d'appui, puis je les insères en charges ponctuelles G+Q sur les poutres principales (très rapide avec les abaques de poutre RDM) Après ici je chipote, ta descente me paraît pas trop loin de la vérité mais en tout cas moi je résonnerai plus en terme de poutres que de surfaces sur ce type de plancher (En BA par contre j'appliquerai la descente de charge avec les surfaces).

Canartik à tout bien résumé, en gros pour le béton si on a des "beaux" voiles, pas besoin de s'inquiéter, mais attention de les disposer de manière symétrique afin d'éviter les efforts de torsion. Si on a peu de voiles en béton il convient quand même de vérifier le contreventement et de renforcer des voiles si besoin (par exemple beaucoup de voiles avec des grandes ouvertures, cela réduit drastiquement l'inertie des voiles). Les structures acier plus légères par rapport aux volume elles sont particulièrement sujette au vent donc il faut absolument en tenir compte. Concernant le séisme je travaille très peu avec les normes sismiques donc je ne donnerai pas mon avis là dessus.

Bonsoir Keuj je vais lire ton message et y répondre a tête reposée merci de ton intervention

Bonjour, Tous d'abord la structure actuelle t'est-elle imposée par ton école ou c'est de ta propre conception ? Au vu de la disposition de tes contreventements et tes portiques, sauf si c'est vraiment imposé ainsi (dans la réalité cela peut aussi arriver en voulant par exemple une entrée de camion côté pignon) en général l'encastrement dans les portiques se fait dans le sens des grandes travées, et on place des palées de stabilité (croix de saint andré) dans le sens des petites trames. Le problème de ta structure actuellement c'est que ta diagonale de contreventement est très longue et risque de flamber très facilement sous un effort normal, il faudra augmenter sa section mais cela augmente le poids et donc intervient la flexion composée... bref ta conception actuelle n'est pas optimale. De même en toiture tu auras des éléments comprimés pour la poutre au vent, même si c'est moins dommageable vu la portée, cela va très vite, et comme on mets des profilés souvent très élancés, rien que l'effort normal et le poids propre les faits flamber. En clair il te faut absolument des profilés tendu, qui, en traction reprennent des efforts très importants et ne seront plus sujet au flambement, donc pour moi sauf si c'est imposé ta conception est à revoir. Concernant le vent, le cpnet est simplement la différence entre cpe et cpi, soit la pression extérieure et la pression intérieure de la surface. L'effort de vent génère des efforts dans les deux sens mais il y en a toujours un prédominant, ce qui donne le cpnet pour les surfaces ( en gros car c'est complexe). En fait ton cpnet est simplement le Cpe que tu utilises pour ton contreventement. Dans l'Eurocode c'est assez bien détaillé normalement. Dans ton cas il faudrait ajouter quelques pannes en toiture pour faire "un cas d'école" autrement ton calcul n'aurait pas énormément d’intérêt car seul ton bac acier et la panne centrale va subir un effort de vent, en plus niveau fixations pour le bac acier ce n'est pas optimal... EDIT : en plus je viens de voir le sens de portée de ton bac acier dans les deux sens et ce n'est pas possible pour les tôles classiques trapézoïdales. Je crois que Robot peut aussi générer automatiquement les efforts, peut être devrais-tu essayer une fois et comparer avec le logiciel avec un calcul à la main ? Je peux aussi regarder pour te les générer avec mon logiciel si j'en trouve le temps Bonne soirée

Je suis aussi toujours intéressé, si possible le partager avec un lien pour que tous le monde puisse en profiter Sinon me l'envoyer par MP je m'occuperai de la diffusion.

Bonjour à tous, Je suis à la recherche de cet ouvrage comme pas mal de monde sur le forum, quelqu'un pourrait-il me l'envoyer ? Malheureusement je ne trouve aucun site le vendant sous format papier ... "Dimensionnement des constructions selon l'eurocode 2 à l'aide des modèles bielles et tirants - Principes et applications" Jean louis Bosc Merci d'avance amis Civilmaniens

Bonjour, Merci tout d'abord de ton retour ! L'épaisseur de la platine était de 25mm aussi je crois donc ceci est cohérent. Concernant le modèle tu peux utiliser des liasons rigides sans problèmes je pense, avec des appuis rotulés (au moins deux sur l'axe de flexion) tu ne devrais pas avoir de problèmes de stabilité, qu'avais tu mis comme appui ? Les liasons rigides transfèrent le moment et l'effort tranchant à 100% sans faire intervenir les rigidités des éléments car infiniment rigide donc normalement elles ne devraient pas poser de problème... Concernant l'effet levier effectivement il existe et il faut le prendre en compte, cependant je pense qu'en mettant des appuis ponctuels il n'est pas pris en compte, il faudrait pour cela (je pense) utiliser un appuis élastique rigide sur la surface de la platine mais cela fausserait les résultats de la flexion ... En clair je pense que cet effet là est assez dur à modéliser. Cependant je reste persuadé que le modèle EF reste proche de la réalité pour le moment je n'ai pas eu de problèmes avec cela (même si comme je l'ai dit je n'ai calculé que des petits éléments et que cet encastrement est un peu plus sollicité que ce que j'ai fait jusque ici) on verra ce qu'en pense le bureau de contrôle. Je pense qu'avec un ratio de 180/235 on reste dans la sécurité et on reste assez économique au niveau des platines et assemblages... Merci de ton aide en tout cas ce fut un échange constructif pour ma part et je suis content de voir des gens qui se posent les mêmes questions que moi, je me sens ainsi moins seul Bonne continuation et a bientôt sur le Forum

Bonsoir Karim, Voilà j'ai réussi à me dégager un peu de temps pour pouvoir te répondre et faire les impressions écran de mon cas ! Désolé nous étions en période de "rush" ! Voici en pièce jointe un PDF avec impressions écran de mon modèle EF pour le calcul de la platine. L'effort que tu vois en tête de H correspond à l'effort nécessaire pour reproduire le moment d'encastrement de l'assemblage : 240*0.2= 48 kN.m ce qui est mon moment ELU de calcul. Les boulons sont des M20. Pour déterminer les efforts dans les boulons j'ai modélisé l'élément en H avec la platine et j'ai remplacé les boulons par des appuis ponctuels et la semelle du H avec un appui linéique, qui représente la réaction du béton au niveau de la semelle (zone comprimée, il faut vérifier que la contrainte de compression à cet endroit est inférieure à fcd, c'est facile avec un calcul manuel/Excel). Voir page 1 et 2. Ensuite j'ai les efforts de réaction d'appui qui correspond à la traction dans les boulons. Note que ceci peut aussi se calculer à la main très facilement (méthode prédim : cdg des boulons et on fait somme des efforts avec bras de levier = distance entre Cdg et centre de semelle, sinon on peut recalculer les efforts sur chaque rangée de boulon individuellement ce qui est plus proche de la réalité mais plus long; je préfère le faire en modélisant ce qui est plus proche de la réalité car prend en compte les rigidité de chaque élément et pas très long puisque je fais le modèle pour la platine donc c'est un copier coller plus ou moins). Efforts sur boulons : rangée 1 : Moyenne : (23.51*2+59.8)/3 = 35.5 kN Rangée 2 : 50.39 kN Pour calculer la platine on inverse le problème : voir page 3, on bloque les semelle avec un appui (qui correspond au bras de levier du H) on "perce" les endroits où il y a un boulon avec le diamètre correspondant (ici 20mm) et on insère des charges linéiques sur le pourtour du percement. Cet effort est en fait l'effort de traction divisé par le périmètre : 2*pi/0.01 (rayon = 0.02/2 pour diamètre 20mm) = 6.28*10^(-2) m Donc l'effort linéique rangée 1 : Pu = 35.5 / 6.28*10^(-2) = 565 kN/ml Effort rangée 2 : Pu = 50.39 / 6.28*10^(-2) = 800 kN/ml Voir page 3 encore. Ensuite vérification classique à la contrainte, on vérifie que la contrainte est inférieure à 235 MPa pour du S235 ! Les deux dernières pages sont la cartographie des contraintes et le résumé dans un tableau des contraintes en chaque point avec la vérification. Je pense que cette méthode rejoint la tienne, il est clair que laisser les appuis ponctuels au niveau des boulons donne des contraintes de pointes trop élevées dans la platine, en faisant ainsi on est plus proche de la réalité et cela se calcule très vite ! Si tu as des remarques je suis preneur, j'espère que je t'ai bien expliqué ! Je suis intéressé de savoir si tu fais ainsi, afin de partager nos expériences. Bonne semaine Karim ! Note01..pdf

Bonsoir Karim, Je ne t'ai pas oublié, mais beaucoup de travail en ce moment, cependant je vois le bout du tunnel Cette semaine je te poste un exemple de mes fichiers ! A plus et désolé encore !

Bonsoir Karim, Ecoute j'ai un peu de travail en ce moment mais dès que je peux je te fais quelques impressions écran et je t'expliquerai comment je fais. Je pense aussi que les EF c'est le meilleur moyen car au final ce n'est pas si long que cela et surtout beaucoup moins fastidieux que le calcul manuel je crois. Je pensais vraiment pouvoir crée un excel rapide pour donner les dimensions de platine qui fonctionnent dans des détails de principe mais au final je crois que ce n'est pas aussi facile avec Excel. Merci de ton retour sur hilti et fischer, je déteste cliquer sur "calculer" et ne pas savoir exactement comment fonctionne le logiciel c'est un coup à faire des erreurs ! Sinon pour t'expliquer, le calcul de la contrainte du béton est facile à la main donc je fais à la main pour vérifier que l'épaisseur permet de pas dépasser 17 MPA pour un C30/37 et je pars sur cette épaisseur, ensuite la platine en flexion, je crée des ouvertures du diamètre du boulon, que je charge de l'effort de traction calculé à la main ou directement sur Rfem si je veux être très précis (mais j'avoue prendre souvent un peu de marge et je préfère cela on est pas a 5mm près de platine) et je l'insère en charge linéique sur le contour de l'ouverture. Je modélise le profilé et la platine exactement comme l'assemblage réel, sauf que je mets une très petite longueur au profilé (20cm environ). Avec Rfem c'est facile car il permet de convertir une barre en surfaces. Je mets ensuite un appui au niveau des semelles (une semelle tendue l'autre comprimée) et j'obtiens les contraintes dans la platine avec Rfem plaque. C'est un peu la façon inversée que tu utilises. Je pense qu'en faisait comme toi c'est à dire modéliser la plaque et des appuis linéiques autour des cercles du percement, tout en appliquant la force nécessaire en tête du profilé pour recrée le moment (M=e*F) on devrait avoir les mêmes résultats, il faudra que je test tiens c'est peut être plus rapide ! Je te mets cela dès que possible. Merci de ton partage Karim ! A+