Posté PAR MERI

Calcul d'un hangar en C.M (PFE)

voila mon PFE concernant dimensionnement d'une charpente metallique j'espére qu'il sera util pour vous

http://dl.free.fr/getfile.pl?file=/4PAU ... ariam1.doc

http://dl.free.fr/getfile.pl?file=/94Dc ... ariam2.doc

posté par lola

Merci beaucoup meriem,

j'ai parcouru brievement tes calculs dans le deuxieme documents.

Si tu me permets, quand on calcule la charpente metallique, le ratio doit etre inferieur a 1. c est la contrainte reelle divisee par la contrainte admise, donc obligatoirement inferieur a 1, meme a 0.9.

Pour les poteaux on choisit plutot des HEA.

Pour les poteaux on considere generalement un ratio inferieur a 0.8.

bonne continuation

posté par Meri

Por la partie du calcul manuel :

Par tâtonnement de calcul on se basant notre choix du profil

Et on vérifie si ce profil est subit au différents critères des phénomènes d’instabilités élastiques , si il vérifie on le choisi Si non on répète notre calculs avec un autre tâtonnement

Et on choisi le type de profil correspondant

Pour l’autre partie ce st des résultats données par log robot ; Dont tt les ratios st vérifiés .

Je pense que le ratio d ’un poteau est 1.01 jai consulté mon encadrant pr ce petit probleme

Il ma assuré que cé pas grave ce petit erreur commise entre 1 et 1 ,01

Pou le choix des IPE o HEA il pose pas un probleme si ils vérifient les conditions de stabilité

NB : c est un travail vérifié par deux encadrants par le l’ingénieur du BET concérné par le projet et par un professeur pour la vérification de tous ce qui calculs manuels

Merci a vous

Jattend vous remarques , critiques et suggestions

posté par lola

Oui je suis d'accord avce toi,

On suppose un profile et apres on le verifie avec les calculs.

Mais les ratios ne doivent pas etre inferieur a 1.

Quand aux poteaux, generalement c est des H a cause de leur inertie dans les deux sens.

Mais comment tu as contreventee ta toiture.

Tu peux avoir une idee des elements de contreventement par exemple, L/r a pres egal a 250 ou 300. L etant la longueur de l'element et r le rayon de giration.

Qaund on modelise les structures en charpente metallique, il faut faire attention aux liaisons entre elements, cela doir rejoindre la realite.

Par pour les pannnes, on annule le moment aux appuis < release >, ce qui correspond reellement aux connections.

a ta disposition pour toute reponse

bye bye

posté par Meri

Si tu as bien lis mon pfe notre charpente est en voute et pas en versant donc nous avons pas utilisé les pannes

Alors notre charpente est en modes voute ;Nous avons utilisés des sabliers por la stabilisé

Et pour ke notre profils soit stables ils faut ke les ratios soient inférieur a 1 cé ca ce ke jai dis

Les poteaux generalment st sollicités par 2 types des sollicitations

Felxion composé(flexion sous un moment M et compession sous un effort N)

O fexion simple( compression simple ) , et les inerties tjs existent ds les 2 plans

Alors choisir HEA o IPE pose pas des problèmes si les 2 profils vérifient les conditions de stabilités

Et pour les laisons entre les differents element alors la intervient le rol d assemblage

Kel assure la solidrisation entre les pieces et la transmission des divesrs sollicitations

Et pour plus dinformation tu pourras consulter mon pfe et la bibliographie utilisé

Je ss a ta disposition pr tte kestion

posté par lola

Merci beacoup,

je vais apprendre avce toi les toitures en voute.

Pour information, il y a un tres beau livre de charpente metallique : calcul des charpentes d'acier de BEAULIEU PICARD, PICARD, TREMBLAY et MASSICOTTE et aussi les livre de l'ecole polytechnique de Lausanne.

Je vais imprimer ton manuel le week end.

c'est un plaisir de partager avec les autres.

et de la discussion jaillit la lumiere.

bye bye

posté par Montabone

Comme j’ai vu que tu demandais critiques et suggestion sur ton PFE et comme il fait mauvais ce week-end (pas moyen d’aller au ski), je me suis donc pris au jeu de réaliser une sorte de contrôle technique de ton PFE. Et voilà ce qu’il en ressort :

Ajout en entête de ton PFE :

Référence des codes de calcul utilisé

Des cahiers de charges

De la norme définissant la charge d’exploitation des bâtiments (en France, la NF P06-001 et P06-004)

Tu dois aussi préciser la stabilité au feu de ton bâtiment et s’il se trouve dans une zone sismique

Attention, tu ne peux pas mélanger l’Eurocode 3 et le CM66. C’est l’un ou l’autre mais pas l’un et l’autre. La philosophie sur laquelle ils ont été baties n’est pas la même, le premier est conçu en prenant en compte le caractère semi-probabiliste des charges et des matériaux et en utilisant le concept des état-limites bien connu des gens du béton et le second est toujours basé sur le concept des contraintes admissibles.

Charges :

Etanchéité de 250 kg/m2 ???? Es-tu bien sur de ton chiffre ? une étanchéité, c’est de l’ordre de 25 kg/m2 (exemple : membrane avec isolant, complexe bi-couche autoprotgé avec isolant) ou alors il y a une protection lourde par dalle béton par-dessus. C’est la seule explication que je vois.

Poussières : 20kg/m2 Sacré poussière !!! En général, on ne prends jamais de charges d’exploitation pour la poussière. Par contre, n’as-tu pas un faux-plafonds sous ta charpente, des installations électriques, des gaines de ventilations. L’ensemble peut alors être pris égal à 20 kg/m2

Calcul des assemblages :

On n’utilise plus le CM66 pour le calcul des assemblages par boulons a serrage contrôlé. Il faut prendre la NFP 22-460

Calcul de la mezzanine :

Une légende sur ta première illustration est fausse. Il ne s’agit pas de solives mais de bac collaborant. C’est d’ailleurs le dessin d’un bac collaborant de type Coffrastra pour ceux qui connaissent.

Il y a d’ailleurs un problème de dénomination : ton premier cas de figure ressort plutôt d’un plancher mixte acier-béton, il ne s’agit d’un plancher collaborant. Sinon, il t’aurait fallu dimensionner le bac collaborant, comme tu l’explique d’ailleurs dans la page avant.

Dalle de 15 cm avec un entr’axe de poutre tous les mètre !!! le béton n’est vraiment pas cher cette année, ils doivent le donner. 10 cm aurait suffit largement et encore sans faire de calcul.

Pour ton calcul en dalle mixte, il te faut d’abord définir le type de connecteur que tu utilise. C’est d’ailleurs la même erreur que fait Morel dans son bouquin. A part pour les ponts mais il n’existe pas de norme de calcul codifié pour le calcul d’ossature mixte acier-béton dans le béton, uniquement que quelques articles parus dans les annales de l’ITBTP et la revue Construction métallique du CTICM. Dans ce cas là, tu aurais pu utiliser l’eurocode 4.

Je n’ai pas regardé en détail ton calcul mais j’ai vu que tu as repris la démarche de Morel.

Il y a un problème de calcul sur ta poutre. La réaction d’appui de la solive (au poids prés) doit être identique que ce soit en ossature mixte ou pas. Tu n’as donc pas besoin de calculer ta poutre 2 fois.

Ta conclusion est erroné. En gain de matière, une dalle collaborante est toujours plus intéressante qu’une dalle ordinaire sinon pourquoi crois-tu que l’on est fait des recherches sur ce type de structure. Déjà, tu bénéficie du bras de levier plus important avec l’incorporation de l’épaisseur de la dalle. Tu vas me répondre : »Ouais ! mais grand malin si c’est plus intéressant, pourquoi n’en vois t-on jamais sur les chantiers ? » Pour la simple raison que c’est plus difficile à mettre en œuvre et réaliser des poutres avec des connecteurs dessus coute extrèmement cher en main d’œuvre. Donc même si l’on gagne en matière, on le perd en main d’œuvre. C’est la raison pour laquelle on ne voit ce type de structure que pour les ponts ou le gain de matière permet de rentabiliser largement la main d’œuvre supplémentaire.

Calcul poteau, sablière, etc…

Pour ton calcul de poteau de rive, tu prend une longueur de flambement ègale à 0,7*l0. Es-tu sur que ton nœud en partie haute n’a aucun déplacement ?

Le effots doivent être pondérés. Or, je vois que le poids de la toiture est pris tel quel sans pondération pour le calcul de la contrainte de compression !

Structure globale :

Tu ne décrit pas comment ta toiture voute vient s’accocher sur tes poteaux

Comment est composée ta toiture voute ? Apparement tu parle de bac acier mais ces derniers doivent reposer sur des pannes ! or, je n’en vois décrit nulle part. Des bacs aciers de 20 m de portée, ça n’existe pas.

Ta vue de Robot n’étant pas très explicite, mes commentaires seront fonctions de mes impressions.

Tes poteaux semblent tous encastrés sur leurs fondations. Dans ce cas, tu n’as pas besoin de palée de stabilité.

On ne met jamais 2 croix de St André sur une meme façade sinon tu bloque ton long pan ou ton pan de fer en dilatation.

Assemblage :

Pour la croix de Saint-André, tu n’avais pas besoin de gousset ; il te suffisait de mettre tes cornières dos à dos

Solde des calculs :

Tu dois indiquer les efforts amenés par ta structure sur les fondations pour permettre au bétonneux de service de faire son calcul de fondation. Important : tes efforts ne doivent pas être pondérés et être indiqués par type de charge (G,Q, N, W, etc….) car les règles de pondération entre le BAEL et le CM66 ne sont pas les mêmes.

En conclusion :

Ne t’inquiète pas de toutes ces critiques, il faut bien commencer un jour. Tu es sur la bonne voie, il te faut continuer

Par contre, je n’en dirais pas autant de ton prof et de ton ingénieur de BET Ou alors, ils ont regardé ton travail de très loin et en diagonale.

Pour ma culture personnelle :

Je vois que tu es en MST Génie Civil, je ne savais pas que cela existait aussi au Maroc. Je croyais que c’était un diplôme franchouillard. C’est bien du niveau bac+4 ?

Dans la bibliographie, tu fais référence à un livre que je ne connais pas ; « Construction mixte acier-béton » de Par Daniel BITAR & Joël RAOUL. Peux-tu me dire qui est l’éditeur et l’année d’édition ? Est-ce bien le titre ?

Voilà, bon courage

Montabone

posté par Meri

merci bien pr vos remerques et critiques montabone ce me fait plaisir

chez nous hamdollah il fait beau temps

et ba oui il existe un master en genie civil o maroc

et nous sommes la 1 ere promotions

pr lentete de mon projet je leffacé par hasard losque jai divisé mon rapport

et en ce ki concerne ledition de ce livre je lai pas mnt parceque se sont des documentations de mes encadrants et mon PFE je lai realisé safé 2 ans .........

bonne chance

meri

posté par Lola

Bonjour Montabone

je remercie vivement les gens qui ont fait ce forum pour nous permettre de discuter de genie civil.

Et meriem qui a mit son travail qui nous sert d'outil d'echange,

Tu dis :

"Tes poteaux semblent tous encastrés sur leurs fondations. Dans ce cas, tu n’as pas besoin de palée de stabilité.

On ne met jamais 2 croix de St André sur une meme façade sinon tu bloque ton long pan ou ton pan de fer en dilatation"

A mon humble avis,

Les poteaux de stabilite ne sont pas en fonction de l'encastrement des poteaux, c est pour contreventer la structure.

J'ai vu beacoup de structure ayant deux 2 croix de Saint Andre dans un meme longpan.

Quand on considere le portique, cad le pignon, il est vrai que si le cadre est rigide, on peut ne pas mettre de contreventement mais s'il est articule aux noeuds superieurs, il doit etre contrevente. Cad ou on a un cadre rigide ou un cadre articule, mais cela ne depend pas du mode d'appui a la base (encastrement ou articulation).

Les potelets sont generalement articules aux deux extremites, a la partie superieure ils sont une connection speciale, les percages sont ovalises pour mettre un leger deplacement.

Meriem, pourquoi tu n'as pas fais d'etude sismique, dans les bureaux d'etudes, on te l'exigera meme si ce n'est pas le cas le plus defavorable.

Il faut bien expliquer le mode de conteventement, c'est cela qu'on pourra analyser la stabilte de la structure.

Il est aussi bon de connaitre le poids de l'ossature au metre carre.

Au risque de me faire repeter, dans une structure metallique, la modelisation des assemblages dans les logiciels de calcul est tres importante.

Et bien faire attention au cheminement des efforts horizontaux.

J'attends vivement vos commentaires.

Bonne continuation a tout le monde

posté par lola

je rectifie

... Les palees de stabilite ne sont pas en fonction de l'encastrement des poteaux, c est pour contreventer la structure.

posté par Montabone

En réponse à LOLA :

Concernant les palés de contreventement et l’encastrement des poteaux,j’aurais du me montrer plus précis.

Si tous tes poteaux sont encastrés à leur base dans les 2 sens X et Y, ils vont donc se comporter comme des consoles. L’effort horizontal ramené par les sablières vont agir sur l’extrémité de la console. Le système est isostatique donc stable. Les palées de stabilités sont alors inutiles. Voilà dans quel sens était ma réponse.

Concernant la possibilité d’avoir 2 palées de stabilité sur le même long pan, c’est possible mais il te faut alors tenir compte dans ta sablière des efforts engendrés par le blocage de la dilatation. Tes nœuds, à chaque extrémité de la sablière vont être bloqués en déplacement. Tu va donc introduire à chaque extrémité une force fictive correspondante à la dilatation empéchée. Suivant les données figurant dans le livre « Formulaire de la construction métallique » parue aux éditions du moniteur, il faut prendre 0,3mm/m de variation de longueur soit pour un bâtiment de 40 m une variation de longueur totale de 12 mm soit 6mm à chaque extrémité. Il te suffit de calculer l’effort équivalent qui produirait une déformation de 6mm et tu rajoute cet effort à celui provenant du vent avec les coefficient de simultanéité correspondant. Tes diagonales seront alors dimensionné pour reprendre cet effort. Maintenant, il ne faut pas oublier que cela n’est valable que si ta structure se trouve à l’extérieur. Si ta structure se trouve dans un local chauffé et protégé par un bardage, on peut alors considérer l’abscence de dilatation. Il est possible aussi que les jeux de constructions réduisent quelque peu cet effort.

Pour les potelets, entièrement d’accord puisqu’en règle générale on vient les appuyer sur le portique

Par contre, peux-tu me donner plus de précisions sur le livre de charpente métallique de Massicote