الجمهىريــــت الجسائريـــــت الديمقراطيــــت الشعبيـــــت République Algérienne Démocratique et Populaire وزارة التعليم العالي و البحث العلمي Ministère de l’Enseignement Supérieur et de la Recherche Scientifique جامعت حسيبت بن بىعلي- الشلف Université Hassiba BEN BOUALI –CHLEF كليت الهندست المدنيت و المعماريت Faculté de Génie Civil et d’Architecture قسم الهندست المدنيت Département de Génie-civil

POLYCOPIE

LES STRUCTURES SPECIALES

MASTER 1 ARCHITECTURE

Mme BOUCHAKOUR OULD LARBI Latifa

(Docteur en Génie Civil – Option structure, U.H.B.C)

Année universitaire 2018-2019

Remerciement

Dédicace

Liste des tableaux Figure1.1 : Cartes géotechniques Figure 1-2 : Définitions de la hauteur d’encastrement géométrique D et mécanique De Figure 1-3: Puits réalisés pour le viaduc de Millau [21] Figure 1-4 : Différents barrettes Figure 1-5 : Profilés métalliques battus Figure 1-6 : Mise en place de pieu tube par vibrofonçage pour le viaduc TGV de Waremme(Belgique) Figure 1-7 : Pieu vissé à pointe perdue Atlas [21] Figure 1-8 : Pieu vissé de type Oméga à deux pas de vis ou un seul [21] Figure 1-9 : Méthode de réalisation des colonnes ballastées [21] Figure 1-10 : Méthode de réalisation des pieux forés sous boue, vue d’un trépan et d’une tarière à godets « bucket » [21] Figure 1-11 : Pieux formés par forage à la tarière continue : technique Starsol de Sol étanche [21] Figure 2-11 : Réalisation d’un micropieux pour les écrans antibruit de l’autoroute A4(photographies S. Borel) [21] Figure 2-12 : Jet grouting : (a) diagramme de principe de différentes techniques (b) vue de la technique double jet (c) colonne excavée [21] Figure 2-13 : Classification suivant le mode de fonctionnement [20] Figure 1-15 : Comportement général d'un pieu isolé soumis à une charge verticale. Figure 1-16: Mécanismes du frottement latéral positif et négatif [20] Figure 1-17 :Section droite Figure 1-18 : Profondeur critique Figure 1-19 : Représentation du frottement latéral Figure 1-20 : Pression limite équivalente pour 2R >1m Figure 1-21 : Valeurs du frottement latéral unitaire Figure 2.1 : Histoire des IGH (Hauteurs) Figure 2.2 : Gratte-ciel à Hong Kong vus depuis le VistoriaPeak Figure 2.3 : Les cinq plus hauts tours du monde Figure 2.4 : L’Aon Center et la tour Sears, Chicago Figure 2.5 : Le Pudong nouveau quartier d’affaires de Shanghai Figure 2.6 : le BurjDubai en construction Figure 2.7 : La Naberezhnaya Tower à Moscou Figure 2.8 : Centre-ville de Johannesbourg vue du Carlton Centre

Figure 3.1 : structure mixte acier-béton avec interaction Figure 3.2 : structure métallique enrobée de béton Figure 3.3 : plancher collaborant « acier-béton » Figure 3.4 : Types de dalles Figure 3.5 : types de connecteurs de cisaillement Figure 3.6 : Toitures légères Figure 3.7 : assemblage avec les fondations ou les soubassements Figure 3.8 : assemblage soudé

Figure 3.9 : assemblage boulonné

Figure 4.1 : Structure spatial Figure 4.2 : Structure en grille de poutres Figure 4.3 : Structure à treillis spatial Figure 4.4 : Structure en grille de poutres Figure 4.5 : Structure en grille de poutres Figure 4.6 : Structure en grille de poutres en treillis Figure 4.7 : tension N dans le câble Figure 4.8 : Compression dans un câble Figure 4.9 : Structure haubanée : pont de Normandie, Le pont de NORMANDIE (près du Havre) Figure 4.10 : Pont suspendu de Sidi M’cid (Constantine) Figure 4.11 : Câble en réseau Figure 4.12 : Câble courbe Figure 9.13 : Equilibre des forces Figure 4.14 : Structure tissée Figure 4.15 : Structure en fibres Figure 4.16 : Structure du textile Figure 4.17 : Structure tendue sur une ossature rigide Figure 4.18 : Structure tendue et contreventé Figure 4.19 : Structure en forme paraboloïde hyperbolique Figure 4.20 : Equilibre des forces Figure 4.21 : Pont sur la Salginatobel près de Schiers Figure 4.21 : Pont sur le Val Tschiel (GR/CH), 1925, ing. R. Figure 4.22 : Structure plissé Figure 4.23 : Type de structures plissées Figure 4.24 : Voûtes autoportantes Figure 4.25 : Toiture à double courbure Figure 4.26 : Type de surfaces de révolution Figure 4.27 : Forme de coupole selon la flèche Figure 4.28 : Méridiens et parallèles dans une coque à révolution

Figure 5.1 : jonction poutre-poteau Figure 5.2 : zone de soudure Figure 5.3 : affaiblissement de la section de la poutre Figure 5.4 : lunule dans la poutre Figure 5.5 : classes de structure Figure 5.5 : détail d’assemblage détails des soudures des raidisseurs transversaux dans les poteaux Figure 5.6 : Soudure de raidisseur transversal sur l’âme et les semelles d’un poteau Figure 5.8 : Détail de soudure de raidisseur transversal sur l’âmedu poteau. Figure 5.7 : Détails de soudure de raidisseur transversal sur la semelle du poteau Figure 5.9 : Soudure d’angle ou soudure en bout Figure 6.1 : Dissipation d’énergie parhystérésis Figure 6.2 : Formation de rotule plastique en pied de pile

Figure 6.3 : principe du coefficient de comportement Figure 6.4 : Principe du dimensionnement en capacité. Figure 6.5 : Modélisation de la pression de confinement Figure 6.6 : Différentes typologies de confinement

Liste des tableaux Tableau 2-1 : Valeurs de a d’après Caquot Kérisel [6] Tableau 2-2 : Valeurs de b’d’après Caquot Kérisel [6] Tableau 2-3 : Valeurs du coefficient de portance kp Tableau 2-4 : Classification des sols Tableau 2-5 : Détermination des abaques Tableau 2-7: Tableau 2.1 : Classification administrative des IGH Tableau 4.1 : Fibres en textile Tableau 4.2 : les principales caractéristiques de deux membranes

Sommaire

Remerciements Dédicace Liste des figures et des graphiques

Introduction générale ...... 01 Chapitre I Géotechnique et Fondations Spéciales 1.1Géotechnique : notions ...... 1.2 Rudiments de géologie ...... 2 Fondations profondes ...... 2.1 Introduction ...... 2.2 Technologie ...... 2.2.1 Classification suivant le mode d’exécution ...... 2.2.1.1 pieux refoulant le sol à la mise en place ...... 2.2.1.1.1 Pieux en bois ...... 2.2.1.1.2 Pieux battus préfabriqués...... 2.1.1.3 Pieux métalliques battus ...... 2.2.1.1.5 Pieux métalliques foncés ...... 2.2.1.1.6 Pieux battus pilonnés ...... 2.2.1.1.7 Pieux battus moulés ...... 2.2.1.1.8 Pieux battus enrobés ...... 2.2.1.1.9 Pieux tubulaires précontraints ...... 2.2.1.1.10 Pieux vissés moulés ...... 2.2.1.1.11 . Colonnes ballastées...... 2.2.1.2 pieux ne refoulant pas le sol à la mise en place ...... 2.2.1.2.1 Pieux forés simples (barrette exécutée dans les mêmes conditions) ...... 2.2.1.2.2 Pieux forés avec boue et barrettes ...... 2.2.1.2.3 Pieux forés tubés ...... 2.2.1.2.4 Pieux tarières creuses...... 2.2.1.2.5 Micro pieux et clous ...... 2.2.1.2.6 Pieux injectés, sous haute pression, de gros diamètre ...... 2.2.1.2.7 Colonnes sol-ciment, soilmixing et Jet grouting ...... 2.2.2 Classification suivant le mode de fonctionnement ...... 2.3 Problèmes posés par le calcul d’une fondation sur pieux ...... 2.3.1 Problèmes de résistance des matériaux( R.D.M) ......

2.3.2 Problèmes de mécanique des sols (M.D.S) ...... 2.4 Évaluation de la charge limite d’un pieu isolé soumis à une force verticale ...... 2.5 Définitions et mécanismes du frottement latéral positif et négatif ...... 2.6 Méthode à partir des essais de laboratoire ...... 2.6.1 Formule statique (Théorie de la plasticité parfaite) ...... 2.6.1.1 calcul la résistance de pointe ...... 2.6.1.2 Calcul du frottement latéral ...... 2.6.1.2.1 Milieu pulvérulent compact ...... 2.6.1.2.2 Milieu purement cohérent (f=0) ...... 2.6.1.3 La charge admissible QN ...... 2.7 Méthodes basées sur l’interprétation d’essais in situ ...... 2.7.1 Calcul par la méthode Pressiometrique [11]...... 2.7.1.1 Détermination de la charge de pointe ...... 2.7.1.1.1 Détermination du facteur de portance kp ...... 2.7.1.2 Détermination du frottement latéral unitaire fu pour un élément de fonction à partir des essais au pression mètre Ménard (fasc,titre v)[ 9 ,14,,15,16,17 ...... 2.7.1.3 calcul de la charge nominale ...... 2.7.2 Calcul par la méthode du Pénétromètre statique, ...... 2.7.2.1.1 Pieu fortement encastré (pieu) ...... 2.8.2 Hauteur d’action du frottement négatif ...... Chapitre II Structures dans les Structures Spéciales Généralité...... 1. Généralité sur les IGH ...... 1.1 Définition d’un IGH ...... 11.1.2 Histoire des bâtiments à grand hauteur ...... 11.2 Les Gratte-ciels ...... 11.3 Conception d’un IGH ...... 11.3.1 La tour traditionnelle ...... 11.3.2 La tour polycentrique ...... 11.3.3 Nouvelle perspective : l’exosquelette ...... 11.3.4 Les principaux concepteurs mondiaux ...... 11.3.4 Les principaux concepteurs mondiaux ...... 11.4 Réglementation spécifique ...... 11.4.1 Règlement basé sur la sécurité......

11.4.2 Impact de la réglementation ...... 11.5 Les IGH et l’économie ...... 11.6 Les IGH dans le Monde ...... 11.6.1 L’Amérique du Nord ...... 11.6.2 L’Asie de l’Est ...... 11.6.3 Le Moyen Orient ...... 11.6.4 L’Europe ...... 11.6.5 L’Afrique ...... Chapitre II Structure Mixte Structures Couplees Acier Et Beton Arme ...... Structures Mixtes Acier Et Beton Arme ...... Dalles Et Diaphragmes ...... Toitures Legeres ...... Es Assemblages ...... Cas des ancrages au soubassement ...... Cas Géneral...... Assemblages soudes ...... Coques et voiles minces : ...... Chapitre IV Structure Spatiale 4.1 Généralité...... 4.2 Les structures spatiales tridimensionnelles en Acier ...... 4.2.1 Les grilles de poutres ...... 4.2.2 Les treillis spatiaux ...... 4.3 Les câbles (les Structures suspendues) ...... 4.3.2 Les câbles dans la structure ...... 4.3.3 La précontrainte ...... 4.4 Les structures à membranes ...... 4.4.1 Généralité sur les membranes ...... 4.4.2 Les caractéristiques des matériaux membranes ...... 4.4.3 Le choix des fibres ...... 4.5. Coques et voutes ...... 4.5.1 Généralité ...... 4.5.2 Arcs, voûtes, coupoles et coques ......

4.5.3 Voûtes et coques ...... 4.5.3.1 Voiles minces ...... 4.5.3.2 Structures plissés ...... 4.5.3.3 Voûtes autoportantes ...... 4.5.3.4 Toitures à double courbure ...... 4.5.4 Les coques minces de révolution à axe vertical ...... 4.5.4.1 Généralité sur les coupoles ...... 4.5.4.2 Etude des coupoles ...... Chapitre V Les Fondations Profondes Les fondations profondes...... Principe déréalisation ...... Équipement du panneau...... Bétonnage du panneau ...... Les joints entre panneaux ...... Chapitre VI Phénomènes sismiques et leur prise en charge dans les constructions Phénomènes sismiques et leur prise en charge dans les constructions : ...... Ouvrages en acier ...... Ductilité Des Zones Dissipatives Dans Les Barres ...... Classes De Ductilité...... Propriétés dans le sens de l’épaisseur ...... Exigences supplémentaires ...... Résistance, allongementetrésilience ...... Matériaux de soudage Produit d’apport ...... Niveau d’hydrogène diffusé ...... Pour les poteaux...... POUR LES POTEAUX ...... Affaiblissement de section...... RENFORCEMENT DE LA SECTION PAR JARRET ...... CHOIX DES BOULONS ...... Dimensionnement en capacité ...... PRINCIPES GENERAUX DE CONCEPTIONDUCTILE ......

Introduction La structure d’un ouvrage est l’ensemble des éléments de construction assurant sa stabilité en regard de toutes les sollicitations possibles. Cet ensembles s’appelle également l’ossature .elle supporte les efforts dus au poids de la construction elle-même, aux charges d’exploitation, aux charges climatiques et éventuellement sismique, ces efforts sont reportés jusqu’au sol par les fondations. Apprendre à comprendre le fonctionnement de divers types de structures est notre but, en choisi la forme et en détermine les dimensions. L’histoire montre que l’architecture est toujours l’écoute de nouvelles technologies dans le domaine de la construction et de la création. Des constructions de l’antiquité à nos jours nous impressionnent et l’amélioration du cadre de vie est assurée par une combinaison de forme architecturale et de matériaux et structures adéquats dont les avantages sont supérieures aux coûts. Appliqué aux bâtiments, à l’architecture et à l’urbanisme. Pour cela on fait recours aux structures spéciales.

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Géotechnique et Fondations Spéciales

Chapitre –I– Géotechnique et Fondations Spéciales 1.1Géotechnique : notions La géotechnique est la partie de la géologie qui étudie les propriétés des sols et des roches en fonction des projets de construction d’ouvrages.

Figure1.1 : Cartes géotechniques

La géotechnique sert, avec la mécanique des sols, aux constructeurs à choisir le type et les caractéristiques des fondations à faire pour pouvoir bâtir des ouvrages de façon sûre. Le rôle des fondations est de transmettre et de répartir le poids de l’ouvrage sur le sol. Dans certains cas elles ont également un rôle d’ancrage afin de réduire les risques de soulèvement ou de glissement de la construction.

- 4 - Chapitre –I– Géotechnique et Fondations Spéciales 1.2 Rudiments de géologie a- Les sols L’aspect d’un paysage dans lequel nous fondons nos constructions est déterminé par la nature des roches et des sols qui le compose. Chaque roche est un témoin de l’histoire de la Terre qui porte la marque des événements qui lui ont donné naissance : collision des continents au gré de leurs dérives, fusion dans les profondeurs du manteau terrestre, activité des volcans qui résulte de celle de ces profondeurs ou encore lente sédimentation au fonds des mers. Les mécaniciens du sol désignent par « roches » les matériaux naturels dont la résistance reste très élevée même après immersion prolongée dans l’eau. Les matériaux meubles sont habituellement désignés par les mots« sédiments »ou« sols ». Les roches sont constituées d’un assemblage d’éléments différents, de composition chimique bien spécifique, les « minéraux ». L’aptitude que présentent certains minéraux à se fendre selon des plans privilégiés s’appelle le « clivage ». Deux grandes familles de minéraux : Les silicates qui constituent l’essentiel des roches magmatiques et métamorphiques et les minéraux non silicatés. Trois grandes familles de roches sont distinguées : – Les "roches magmatiques" qui se sont formées par consolidation d’un magma qui a atteint la surface de la terre (roches volcaniques) ou non (roches plutoniques). On ne peut observer ces dernières qu’en raison de l’érosion. Les structures et les compositions de ces roches sont souvent hétérogènes et dépendent des conditions de cristallisation en particulier de la vitesse de refroidissement. – Les "roches sédimentaires" se sont formées à la surface de la terre. Leur caractéristique principale est de se présenter généralement sous forme de dépôts en couches successives parallèles entre elles (stratification). Elles sont une faible partie en masse de la croûte terrestre mais elles constituent l’essentiel de la couverture d’où l’intérêt qu’elles représentent pour le géotechnicien. – Les "calcaires" regroupent les roches dont le minéral prédominant est la calcite. On les classe selon le pourcentage de carbonate de calcium que contient la roche. Les appellations suivantes sont utilisées :  Plus de 90% : calcaire  De 70 à 90% : calcaire marneux  De 30 à 70% : marne  De 10 à 30% : marne argileuse  moins de 10% : argile

- 5 - Chapitre –I– Géotechnique et Fondations Spéciales b- Les évaporites Elles sont le résultat de l’évaporation de l’eau de mer dans des conditions exceptionnelles. Le sel gemme en est un bon exemple. Un autre très précieux est le gypse. Après avoir été chauffé et réduit en poudre, le gypse présente la particularité de faire prise lorsqu’il est gâché avec l’eau. Le gypse, utilisé pour la fabrication du plâtre a été intensément exploité en carrières souterraines qui, abandonnées, sont préjudiciables à la stabilité des terrains sus-jacents et peuvent même provoquer des effondrements. c- Les combustibles Les hydrocarbures ne sont que rarement rencontrés par les géotechniciens mais les charbons le sont (lignites, houilles, anthracites). La tourbe, matériaux très compressible, est redoutée pour l’ampleur et la durée des tassements qu’elle génère. d- Les roches métamorphiques Dans le cadre des mouvements entre plaques, les roches de l’écorce terrestre peuvent être soumises à des phénomènes de compression et d’élévation de température qui entraînent des transformations des roches préexistantes. Une roche métamorphique dérive donc d’une roche antérieure qui peut être sédimentaire, magmatique, voire déjà métamorphique. Les plus fréquentes sont les gneiss, les schistes qui sont des roches d’origine sédimentaire affectées par un faible métamorphisme tels les schistes ardoisiers, les marbres souvent d’origine calcaire qui ont recristallisé. 2 Fondations profondes 2.1 Introduction Lorsque les charges apportées par un ouvrage sont élevée et que les couches superficielles sont très compressibles (vases, tourbes, argiles moles..) on envisage des fondations profondes (pieux) ou semi profondes (puits) afin d’atteindre des couches résistante en profondeur. Un pieu est une fondation élancée qui reporte les charges de la structure sur des couches de terrain de caractéristiques mécaniques suffisantes pour éviter la rupture du sol et limiter les déplacements à des valeurs très faibles (Figure 2-1). Le mot pieu désigne aussi bien les pieux, les puits et les barrettes. On désigne par pieu, une fondation profonde réalisée mécaniquement et par puits une fondation profonde creusée à la main sous la protection d’un blindage (Figure 1-3).

- 6 - Chapitre –I– Géotechnique et Fondations Spéciales Unebarrette est un pieu foré de section allongée ou composite (en T ou en croix par exemple)(Figure1-4)

Figure 1-2 : Définitions de la hauteur d’encastrement géométrique D et mécanique De

Figure 1-3: Puits réalisés pour le viaduc de Millau [21] a) vue du puit réalisé avant mise en place des armatures,18 m de profondeur et 7 m de diamètre. b) vue générale de la plus haute pile de 245 m de hauteur reposant sur quatre de ces puits reliés par une dalle.

En général : 0,5m < e < 1,5m 1,8m < L < 2,5m

Figure 1-4 : Différents barrettes

- 7 - Chapitre –I– Géotechnique et Fondations Spéciales 2.2 Technologie 2.2.1 Classification suivant le mode d’exécution 2.2.1.1 pieux refoulant le sol à la mise en place Une large panoplie de pieux est mise en place par fonçage, battage et/ou vibro-fonçage et éventuellement par lançage : 2.2.1.1.1 Pieux en bois Ce sont des pieux préfabriqués mis en place par battage (associé quelquefois au lançage). Ils travaillent généralement par effort de pointe et frottement latéral, moins souvent à l’arrachement, à la flexion ou comme pieux de resserrement. Ils sont à l’heure actuelle très peu utilisée en France, plus au Canada ou aux Etats-Unis d’Amérique, relativement souvent en Hollande. Ils sont très présents dans les monuments historiques. 2.2.1.1.2 Pieux battus préfabriqués Ces pieux, préfabriqués en béton armé ou précontraint, sont fichés dans le sol par battage ou vibro-fonçage. 2.1.1.3 Pieux métalliques battus Ces pieux, entièrement métalliques, constitués d'acier E 24.2 ou similaire avec addition éventuelle de cuivre (0,2 à 0,5%), sont fichés dans le sol par battage. Leurs sections sont: - En Forme De H, - En Forme D'anneau (Tube), - En Forme Quelconque, obtenue par soudage de palplanche par exemple. Ils ne sont classés dans cette catégorie que si leur base est obturée, sinon ils font partie des pieux particuliers.

Figure 1-5 : Profilés métalliques battus

2.2.1.1.5 Pieux métalliques foncés Ces pieux, entièrement métalliques, sont constitués d'acier E 24.2 ou similaire avec addition éventuelle de cuivre (0,2 à 0,5%). Ils sont foncés dans le sol à l'aide d'un vérin qui prend appui sous un massif de réaction. 2.2.1.1.6 Pieux battus pilonnés Un tube, muni à sa base d'un bouchon de béton ferme, est enfoncé par battage sur le bouchon.En phase finale, le béton ferme est introduit dans le tube par petites quantités,

- 8 - Chapitre –I– Géotechnique et Fondations Spéciales successivement pitonnées à l'aide du mouton de battage au fur et mesure de l'extraction du tube. Suivant les cas, les pieux peuvent être armés. 2.2.1.1.7 Pieux battus moulés Un tube, muni à sa base d'une pointe métallique ou en béton armé, ou d'une plaque métallique raidie ou d'un bouchon de béton, est enfoncé par battage sur un casque placé en tête du tube ou par battage sur le bouchon de béton. Le tube est ensuite rempli totalement de béton d'ouvrabilité moyenne, avant son extraction. Le cas échéant, ces pieux peuvent être armés. 2.2.1.1.8 Pieux battus enrobés Ce pieu, à âme métallique (acier E 24.2 ou similaire), est constitué : - De tubes d'acier de 150 à 500 mm de diamètre extérieur - de profilés H - de caissons formés de profilés ou de palplanches à 2, 3 ou 4 éléments. La pointe du pieu comporte un sabot débordant qui assure un enrobage du métal du fût du pieu de 4 cm au minimum, Au fur et àmesure du battage, un mortier est envoyé par un ou plusieurs tubes débouchant au voisinagedu sabot, afin de constituer l'enrobage en remplissant le vide annulaire laissé par le débord decelui ci. (Figure 1-6).

Figure 1-6 : Mise en place de pieu tube par vibrofonçage pour le viaduc TGV de Waremme(Belgique)

2.2.1.1.9 Pieux tubulaires précontraints Ce pieu est constitué d'éléments tubulaires en béton légèrement armé assemblés par précontrainte, antérieurement au battage. Les éléments ont généralement 1,5 à 3 m de longueur et 0,70 à 0,90 m de diamètre intérieur. Leur épaisseur est voisine de 0,15 m. Des passages longitudinaux de 2 à 4 cm de diamètre sont ménagés pour permettre l'enfilage des câbles de précontrainte. La mise en oeuvre est normalement faite par battage

- 9 - Chapitre –I– Géotechnique et Fondations Spéciales avec base ouverte. Le lançage et le havage (benne, émulseur) peuvent être utilisés pour la traversée des terrains supérieurs. Ils sont interdits sur la hauteur de la fiche. 2.2.1.1.10 Pieux vissés moulés Ce procédé, qui ne s'applique pas aux sols sableux sans cohésion situés sous la nappe, en raison des éboulements importants qu'il risquerait de provoquer, consiste à faire pénétrer dans le sol, par rotation et fonçage, un outil en forme de double vis surmonté d'une colonne cannelée. Cet outil est percé dans l'axe de la colonne cannelée et muni d'un bouchon. Au sommet de la colonne est disposé un récipient rempli de béton. L'extraction de l'outil est obtenue en tournant dans le sens inverse de celui de la pénétration. Le béton prend en continu, sous l'effet de la gravité, la place laissée par l'outil (Figures 1-7 et1-8).

Figure 1-7 : Pieu vissé à pointe perdue Atlas [21]

Figure 1-8 : Pieu vissé de type Oméga à deux pas de vis ou un seul [21]

- 10 - Chapitre –I– Géotechnique et Fondations Spéciales 2.2.1.1.11 . Colonnes ballastées Les colonnes ballastées sont constituées par des fûts de matériaux d’apport granulaires, sans cohésion et sans liant mis en place par refoulement dans le sol et compactés dans le sol par pilonnage ou à l’aide d’un vibreur radial placé à la pointe d’un tube qui lui sert de support et par l’action du lançage (eau ou air). Le matériau d’apport (d5>0,1 mm ; d30>40 mm ; d100<150mm) doit descendre jusqu’à la pointe du vibreur soit par le forage lui-même, soit par l’espace annulaire maintenu entre le vibreur et le sol environnant, soit par tube latéral associé au vibreur (Figure 1-9).

Figure 1-9 : Méthode de réalisation des colonnes ballastées [21]

2.2.1.2 pieux ne refoulant pas le sol à la mise en place 2.2.1.2.1 Pieux forés simples (barrette exécutée dans les mêmes conditions) Mis en œuvre à partir d'un forage exécuté dans le sol par des moyens mécaniques tels que tarière, benne, etc. Ce procédé, qui n'utilise pas de soutènement de parois, ne s'applique que dans des sols suffisamment cohérents et situés au-dessus des nappes phréatiques. 2.2.1.2.2 Pieux forés avec boue et barrettes Mis en œuvre à partir d'un forage exécuté dans le sol par des moyens mécaniques tels que tarière, benne, etc., sous protection d'une boue de forage bentonitique ou avec polymères. Le forage est rempli de béton de grande ouvrabilité sous la boue, en utilisant une colonne de bétonnage (Figure 1-10).

- 11 - Chapitre –I– Géotechnique et Fondations Spéciales

Figure 1-10 : Méthode de réalisation des pieux forés sous boue, vue d’un trépan et d’une tarière à godets « bucket » [21]

2.2.1.2.3 Pieux forés tubés Mis en œuvre à partir d'un forage exécuté dans le sol par des moyens mécaniques tels que tarière, benne, etc., sous protection d'un tubage dont la base est toujours située au-dessous du fond de forage. Le tubage peut être enfoncé jusqu'à la profondeur finale par vibration ou foncé avec louvoiement au fur et à mesure de l'avancement du forage. Le forage est rempli partiellement ou totalement d'un béton de grande ouvrabilité, puis le tubage est extrait sans que le pied du tubage puisse se trouver à moins de 1 m sous le niveau du béton, sauf au niveau de la cote d'arase. 2.2.1.2.4 Pieux tarières creuses Mis en œuvre avec une tarière à axe creux, d'une longueur totale au moins égale à la profondeur des pieux à exécuter, vissée dans le sol sans extraction notable de terrain. La tarière est extraite du sol sans tourner pendant que, simultanément, du béton est injecté dans l'axe creux de la tarière, prenant la place du sol extrait (Figure 1-11).

Figure 1-11 : Pieux formés par forage à la tarière continue :

technique Starsol de Sol étanche [21]

- 12 - Chapitre –I– Géotechnique et Fondations Spéciales Le ferraillage est alors mis en place. Une combinaison de tarière creuse et du foré tubé, les deux éléments tournant en sens inverse, permet de réaliser un pieu dans les terrains ou le sol ne se tient pas (technique appelée pieu à la tarière double). 2.2.1.2.5 Micro pieux et clous La technique des microspieux a été développée dans les années soixante : initialement, ils ont été utilisés en Italie sous l’appellation de pieux racines qui sont des pieux de petits diamètre scellés au terrain par un mortier. Par la suite, sont apparus des micros pieux injectés sous forte pression qui ont permis d’obtenir des portances plus élevées. Pendant longtemps, cette technique n’a été employée que dans la reprise en sous-œuvre de bâtiments et d’ouvrages. Par la suite le domaine d’application de cette technique s’est élargie aux fondations d’ouvrages neufs dans certaines cas de terrains difficiles ou contenant des obstacles durs divers tels que : Anciennes fondations, blocs, couche dure, etc., qu’il serait très onéreux de traverser en foragede grande section (Figure 1-12).

Figure 2-11 : Réalisation d’un micropieux pour les écrans antibruit de l’autoroute A4(photographies S. Borel) [21]

2.2.1.2.6 Pieux injectés, sous haute pression, de gros diamètre Ce type de pieu, par opposition aux micro pieux du type II, regroupe des pieux de forts diamètres, supérieurs à 250 mm. L'armature est en principe constituée par un tube équipé d'un dispositif d'injection comprenant des clapets anti-retour. Le dispositif d'injection doit permettre le scellement au terrain sous haute pression. 2.2.1.2.7 Colonnes sol-ciment, soilmixing et Jet grouting Les colonnes de sol-ciment sont à l’origine réalisée en mélangeant par rotation le sol en placeà un coulis de ciment introduit au travers de l’axe d’une tarière creuse. Une cage d’armaturepeut être introduite dans ce « béton de sol » avant durcissement. Le soil-mixing

- 13 - Chapitre –I– Géotechnique et Fondations Spéciales estl’appellation actuelle de la méthode de réalisation des colonnes de sol-ciment ou sol- chauxpar un outil rigide ou repliable. L’injection réalisée par un, deux ou trois jets sous hautepression appelée communément « jet-grouting » est une variante de cette technique. La déstructuration du terrain et son mélange au coulis de ciment est réalisée par injection soushaute pression d’un fluide autour d’un trou de forage qui constitue ainsi l’axe d’une colonnede terrain mélangé au coulis de ciment (Figure 1-13).

Figure 2-12 : Jet grouting : (a) diagramme de principe de différentes techniques (b) vue de la technique double jet (c) colonne excavée [21]

2.2.2 Classification suivant le mode de fonctionnement Les pieux agissent sur le sol soit par :  Effet de pointe : reposant sur une couche très dure  Effet de frottement latéral (Pieux flottants) : transmettent essentiellement leurs charges par frottement latéral et ne reposant pas sur une couche résistante.  Effet de pointe et frottement latéral (Pieux frottant à la base) : frottement latérale à la partieinférieur du fut qui doit s’ajouter à la résistance de pointe (Figure 1-14).

- 14 - Chapitre –I– Géotechnique et Fondations Spéciales

Figure 2-13 : Classification suivant le mode de fonctionnement [20]

2.3 Problèmes posés par le calcul d’une fondation sur pieux L’ingénieur est généralement confronté à des problèmes de résistance des matériaux (R.D.M) et de mécanique des sols (M.D.S). 2.3.1 Problèmes de résistance des matériaux( R.D.M)  Détermination de la charge transmise aux pieux par la superstructure (problème complexe).  Détermination de la charge maximale supportée par un pieu de section donnée compte tenu du matériau constitutif.  Dans le cas du pieu préfabriqué, calculer l’effort exercé sur le pieu lors de sa manutention et de sa mise en (flexion) 2.3.2 Problèmes de mécanique des sols (M.D.S)  Détermination de la force portante d’un pieu isolé.  Détermination de la force d’un groupe de pieux.  Évaluation des tassements de groupe de pieux.  Il existe d’autres problèmes aussi importants que les précédents tels que la corrosion et l’affouillement en site aquatique (pile de pont). 2.4 Évaluation de la charge limite d’un pieu isolé soumis à une force verticale Considérons un pieu isolé soumis à une charge verticale. Le pieu traverse différentes couchesde sol de qualité plus ou moins bonnes pour s’ancrer dans une couche de sol auxcaractéristiques mécaniques favorables. Cette couche s’appelle couche d’ancrage ou substratum résistant (Figure 1-15).

- 15 - Chapitre –I– Géotechnique et Fondations Spéciales

Figure 1-15 : Comportement général d'un pieu isolé soumis à une charge verticale.

La charge limite du pieu QL est obtenue en additionnant la charge limite de pointe Qpqui correspond au poinçonnement du sol sous la base du pieu et la charge limite Qfmobilisable par le frottement latéral entre le sol et le pieu.

(1-1) QP : résistance de pointe Qf : frottement latéral 2.5 Définitions et mécanismes du frottement latéral positif et négatif Pour qu’il y ait frottement latéral il faut qu’il y ait un déplacement relatif entre le pieu et le sol. Si le pieu se déplace plus vite que le sol, le sol par réaction en s’opposant au déplacement exercera un frottement latéral positif « fp », vers le haut (Figure 1-16). Si le sol se déplace plus vite que le pieu (terrain médiocre qui tasse (ss) sous des surcharges appliquées au niveau de la surface du sol), le sol en tassant entraîne le pieu vers le bas et lui applique un frottement négatif « fu »qui le surcharge (Figure 1-16). Pour un même pieu onpourra avoir la partie supérieure soumise à un frottement négatif et la partie inférieure à un frottement positif. Le point neutre est le point pour lequel le déplacement du pieu est égal à celui du sol.

Qp Figure 1-16: Mécanismes du frottement latéral positif et négatif [20]

- 16 - Chapitre –I– Géotechnique et Fondations Spéciales Le frottement négatif se produit généralement dans des sols fins saturés qui se consolident avec le temps. Il augmente donc avec la consolidation du sol et devient maximal à long terme (généralement plusieurs années). Le frottement négatif maximal dépend :  De La Compressibilité Du Sol,  Des Surcharges De Longue Durée Appliquées Sur Le Terre-Plein,  De L’interface Entre Le Sol Et Le Pieu. Il pourra être évalué conformément à la méthode de COMBARIEU préconisée par le fasc. 62–titre V . 2.6 Méthode à partir des essais de laboratoire 2.6.1 Formule statique (Théorie de la plasticité parfaite) 2.6.1.1 calcul la résistance de pointe On utilise les formules classiques établies par les fondations superficielles. Comme « D » est très grand devant « B » le terme de surface sera négligé.

(1.2)

(1.3) AP : Section droite du pieu dans sa partie inférieure (Figure 1-17). Pour les diamètres B >32 cm les valeurs de « Nq » sont celles des obtenues par les fondationssuperficielles.

B

D’

D D

Section droiteD0=Hcrit

Figure 1-17 :Section droite Figure 1-18 : Profondeur critique

Pour « B 32 cm » d’après Caquot Kerisel (Figure 1-18) :

(1.4)

(1.5)

- 17 - Chapitre –I– Géotechnique et Fondations Spéciales Le coefficient N varie de 3,7 pour des petits diamètres (pénétromètriques) à 2,7 pour un diamètre de 32 cm.

( )

(1.6)

2.6.1.2 Calcul du frottement latéral 2.6.1.2.1 Milieu pulvérulent compact Le frottement latéral unitaire « »

(1.7)

Figure 1-19 : Représentation du frottement latéral

(1.8) Les valeurs de a sont données par le tableau 1.1 (1.9)

(1.10)

(1.11) P : périmètre du pieu

(1.12)

(1.13)

D’où

(1.14)

D’ : Longueur du fût le long de laquelle le frottement est pris en compte avec

(1.15)

- 18 - Chapitre –I– Géotechnique et Fondations Spéciales Tableau 2-1 : Valeurs de a d’après Caquot Kérisel [6]

φ° α pourδ=φ α pourφ=2/3φ

10 0,225 0,126

15 0,567 0,364

20 1,03 0,641

25 1,81 1,10

30 3,21 1,28

35 5,85 3,27

40 11,3 5,90

45 23,7 11,4

2.6.1.2.2 Milieu purement cohérent (f=0)

(1.16)

(1.17)

[ ] (1.18) 2.6.1.2.3 Milieu cohérent à frottement non nul(c¹ 0 ; f ¹ 0)

(1.19)

Tableau 2-2 : Valeurs de b’d’après Caquot Kérisel [6]

φ’ 10 15 20 25 30 35 40 45

β’ 1,6 2,06 2,70 3,62 5,01 7,27 10,36 17,97

- 19 - Chapitre –I– Géotechnique et Fondations Spéciales 2.6.1.3 La charge admissible QN Le charge nominale ou charge admissible du pieu s’obtient en appliquant un coefficient desécurité de 3 sur le terme de pointe et de 2 sur le terme de frottement

(1.20)

Remarque : Le calcul de la charge limite d’un pieux à l’aide de formules statiques découlant de la théorie de la plasticité parfaite n’est plus utilisé car les hypothèses mise en jeu sont trop éloignées de la réalité. 2.7 Méthodes basées sur l’interprétation d’essais in situ 2.7.1 Calcul par la méthode Pressiometrique [11] Le détail de l’essai est donné en Annexe I 2.7.1.1 Détermination de la charge de pointe Dans le cas des terrains homogènes « qp » est obtenue à partir de la pression limite par laformule empirique suivante

( ) (1.21)

( ) (1.22) q0 : Contrainte verticale totale au niveau de la pointe lorsque le pieu est en service, PL : Pression limite mesurée à ce même niveau P0 : Contrainte horizontale totale mesurée à ce même niveau u: Pression interstitielle au niveau considéré k0 : Coefficient de poussée des terres au repos, 1 sin 0,5 k0 = − j =» kp: facteur de portance 2.7.1.1.1 Détermination du facteur de portance kp La valeur de kp, facteur de portance, est fixée par le tableau ci-dessous en fonction de la nature du sol (Tableau 2-3) et du mode de mise en oeuvre (type de pieu), quelle que soit la géométrie de la section droite de l’élément de fondation (Tableau 2-4). Cette valeur n’est applicable qu’au-delà de la profondeur critique « Dc» en deçà on pourra appliquer une interpolation linéaire entre « 0 » et « Dc».

- 20 - Chapitre –I– Géotechnique et Fondations Spéciales

Tableau 2-3 : Valeurs du coefficient de portance kp

Classe de sol Déscription Préssiomètre Pl (MPa)

A Argiles et limons mous < 0,7

Argiles, Limons

B Argiles et limons fermes 1,2 – 2,0

C Argiles très fermes à dures >2,5

A Lâches <0,5

Sables, Graves

B Moyennement compacts 1,0 – 2,0

C Compacts >2,5

A Molles <0,7

Craies

B Altérées 1,0 – 2,5

C Compactes >3,0

A Tendres 1,5 – 4,0

Marnes ; marno-calcaires

B Compacts >4,5

- 21 - Chapitre –I– Géotechnique et Fondations Spéciales

Tableau 2-4 : Classification des sols Classe de sol Déscription Préssiomètre Pl (MPa)

A Argiles et limons mous < 0,7

Argiles, Limons

B Argiles et limons fermes 1,2 – 2,0

C Argiles très fermes à dures >2,5

A Lâches <0,5

Sables, Graves

B Moyennement compacts 1,0 – 2,0

C Compacts >2,5

A Molles <0,7

Craies

B Altérées 1,0 – 2,5

C Compactes >3,0

A Tendres 1,5 – 4,0

Marnes ; marno-calcaires

B Compacts >4,5

Dans le cas des terrains stratifiés (cas général ), la pression limite « PL » est remplacée par une pression limite équivalente « PLe» obtenue par une moyenne géométrique mesuré mesurée entre le niveau « -3R et +3R » .

( ) (1.23)

Si :

2R > 1m

√ ( ) ( ) ( ) ( ) ( ) (1.24)

- 22 - Chapitre –I– Géotechnique et Fondations Spéciales

Figure 1-20 : Pression limite équivalente pour 2R >1m

2 R ≤1 m

√ (1.25) Pl1 : Pression limite à 1 m au dessus de la base du pieu.Pl2 : Pression limite à 1 m au niveau de la base du pieu. Pl3 : Pression limite à 1 m au dessous de la base du pieu. Profondeur d’encastrement he

∑ ∑ (1.26)

2.7.1.2 Détermination du frottement latéral unitaire fu pour un élément de fonction à partir des essais au pression mètre Ménard (fasc,titre v)[ 9 ,14,,15,16,17[ Les valeurs du frottement latéral unitaire « qf » ont été établies, également, empiriquement à partir d’essais de chargement pieux, La banque de données qui a permis de fournir les valeurs de « qf » est basée environ sur les résultats de 200 essais sur des chantiers de référence concernant l’ensemble des types de pieux utilisés en France dans la plupart des natures de sol, La valeur du frottement latéral « qf », à une profondeur « z », est donnée par la courbe du jeu d’abaques ci-dessous en fonction de la valeur de la pression limite nette « (z) », La courbe à utiliser est fonction de la nature du sol et de l’élément de fondation considéré,

- 23 - Chapitre –I– Géotechnique et Fondations Spéciales Tableau 2-5 : Détermination des abaques

(1) Réalésage et rainurage en fin de forage, (2) Pieux de grande longueur (supérieur à 30m), (3) Forage à sec, tube non louvoyé, (4) Dans les cas des craies, le frottement latéral peut être très faibles pour certains types de pieux, Il convient d’effectuer une étude spécifique dans chaque cas, (5) Sans tubage ni virole foncé perdu (parois rugueuses), (6) Injection sélective et répétitive à faible débit,

Figure 1-21 : Valeurs du frottement latéral unitaire Remarque : Le frottement négatif n’est pas pris en compte dans les calculs

- 24 - Chapitre –I– Géotechnique et Fondations Spéciales 2.7.1.3 calcul de la charge nominale Charge de pointe admissible :

* + (1.27)

F=3 coefficient de sécurité Frottement latéral admissible:

∑ (1.28)

Ap : section droite de la pointe P : périmètre du pieu fu : frottement latérale unitaire limite de la couche « i » d’épaisseur « hi », On définit :

(1.29) 2.7.2 Calcul par la méthode du Pénétromètre statique, Les études expérimentales ont montrés que le terme de pointe d'une fondationprofondenecorrespondpasdirectementàlarésistancedepointedu pénétromètre,

(1.30)

Car « Rp » n’est pas constante d’où il faudra prendre une moyenne et il faut tenir compte de la profondeur critique d’encastrement ( pieu fortement encastré, ou faiblement encastré) car pour un sol homogène la résistance de pointe augmente avec la profondeur jusqu’à une hauteur critique puis reste constante. 2.7.2.1.1 Pieu fortement encastré (pieu)

(1.31)

Rprésistance de pointe moyenne Rp1 : moyenne de résistance de pointe du pénétromètre sur une hauteur de 8 fois le diamètre du pieu « 8 -dessus de le pointe du pieu.

(1.32)

Rp2 : moyenne pondérée de résistance de pointe sur une hauteur de 3,5 à 4 fois le diamètre du pieu en dessous de la pointe.

(1.33)

(1.34) AVEC : Ap : section droite du pieu À un niveau donné « z », la valeur du frottement négatif unitaire limite est donnée par :

(1.35)

’v et ’hcontraintes effectives à long terme horizontale et verticale, à l’interface sol pieu,

- 25 - Chapitre –I– Géotechnique et Fondations Spéciales K On en déduit le frottement négatif total dans le remblai et la couche de sol Compressible :

∫ (1.35) AVEC : P périmètre du pieu (« 2 π R » pour un pieu circulaire, « R » rayon du pieu), H hauteur du remblai, h hauteur d’action du frottement négatif dans le sol compressible. 2.8.2 Hauteur d’action du frottement négatif . La hauteur « h » ne représente pas forcément toute la couche de sol compressible. En effet, le frottement négatif n’apparaît que si le tassement du sol autour du pieu est supérieur au tassement propre du pieu. En pratique, on retiendra pour « H » l’une ou l’autre des deux valeurs suivantes, selon la qualité du sol. h1: profondeur où la contrainte devient égale à la contrainte effective préexistante à toute surcharge et en l’absence du pieu. Cette condition n’est possible que si l’on prend en compte un effet d’accrochage du sol autour du pieu. Où, manifestement, la valeur calculée pour « h1 » est excessive « h2 » : profondeur où le tassement prévisible final du sol atteindra, après mise en place du pieu, 0,01B (où B = 2 R est le diamètre ou la largeur du pieu). Ce tassement peut être calculé par les méthodes oedométriques habituelles (calcul à effectuer sans tenir compte de la présence du pieu). Tableau 2- Type de pieu Nature du terrain Pieuxforéstubes Pieuxforés Pieuxbattus Tourbes Sols organiques 0.1 0.15 0.20

ArgilesLimo Mous 0.1 0.15 0.20 ns Fermes à durs 0.15 0.20 0.30 Trèslâches 0.35

Sables Laches 0.45 Graves Autres 1.0

- 26 -

Structures dans les Structures Spéciales

Chapitre – II – Structures dans les structures spéciales Généralité Le concept général des structures dépend dans une large mesure de l’utilisation de l’ouvrage et comporte certaines conditions essentielles qui peuvent être extrêmement différentes et d’autres qui, tout en étant indispensables ont une importance pouvant varier dans d’assez larges limites, d’autres enfin sont purement accessoires et l’on pourrait à la rigueur les réduire considérablement ou même les supprimer au bénéfice des plus importante. On ne construit pas les ouvrages seulement pour qu’ils tiennent. On les construit pour quelque autre fonction qui comporte évidemment comme condition essentielle, que la construction maintienne ses formes et les aptitudes à remplir cette fonction pendant un certain temps. La résistance est une condition fondamentale, même si elle est importante elle n’est pas la seul finalité. Les finalités fonctionnelles principales peuvent être groupées de la façon suivante : 1. Isoler un certain volume, 2. Supporter des charges permanentes et des surcharges (statiques ou dynamiques), 3. Contenir les efforts horizontaux. De nombreuses catastrophes nous ont appris que les ouvrages pour lesquels la conception, les dispositions constructives et la réalisation avaient respecté les prescriptions réglementaires, avaient un comportement satisfaisant. A l’inverse, les ouvrages détruits ont révélé des points faibles dans : la conception, les dispositions constructives, notamment des assemblages. Il est donc essentiel que ces prescriptions soient traduites par des calculs rigoureux et des dessins de détails convenables. L’objectif de notre cours est de comprendre l’importance de la structure. Sauf dans des cas exceptionnels, il est facile pour un technicien expérimenté de savoir d’un seul coup d’œil si le système d’assemblage et d’appuis satisfait, au moins qualitativement, aux exigences de cet équilibre et si la structure comprend tous les éléments nécessaires à sa résistance. 1. Généralité sur les IGH 1.1 Définition d’un IGH Ce chapitre sera consacré à une présentation rapide de quelques édifices et chez d’œuvre dans la conception et la réalisation des bâtiments de grandes hauteurs. Ces bâtiments sont souvent citer comme des IDH (Immeubles de Grandes Hauteurs). Un immeuble de grande hauteur ou IGH est, dans le droit français, une construction relevant, du fait de sa hauteur, de procédures spécifiques dans le domaine de la prévention et de la lutte contre l'incendie.

- 28 - Chapitre – II – Structures dans les structures spéciales Les immeubles de grandes hauteurs ou IGH relèvent, du fait de leurs hauteurs, de procédures spécifiques dans le domaine de la prévention et de la lutte contre l'incendie. Selon l'article R122-2 du Code de la construction et de l'habitation, constitue un immeuble de grande hauteur, [...] tout corps de bâtiment dont le plancher bas du dernier niveau est situé, par rapport au niveau du sol le plus haut utilisable pour les engins des services publics de secours et de lutte contre l'incendie : – à 50 mètres pour les immeubles à usage d'habitation [...] ; – à plus de 28 mètres pour tous les autres immeubles. Tableau 2.1 : Classification administrative des IGH

Classe Usage

A Habitation

O Hôtel

R Enseignement

S dépôt D’archives

U Sanitaire

bureau Entre 28 et 50 mètres W1 Au dessus de 50 mètres W2

Z Mixte

11.1.2 Histoire des bâtiments à grand hauteur Il existe depuis des temps anciens des bâtiments de grande hauteur. Généralement, il ne s’agit pas d’immeubles. La pyramide de Khéops, dont la hauteur atteignait presque 150 mètres était un tombeau. Au Moyen Âge certains donjons, comme celui du château de Vincennes, atteignent 50 mètres de hauteur. Fin du XIXe siècle : La naissance des gratte-ciels, proprement dit aux États-Unis. La reconstruction de Chicago après le grand incendie a permis l’émergence d’une nouvelle approche de la construction d’immeubles afin de réduire les coûts liés à l’augmentation du prix des terrains. Il fallait trouver un moyen pour se protéger en même temps de l’eau (surélévation) et du feu (ossature d’acier et non plus de bois), ce moyen devait être rapide, solide, facile d’assemblage. XXe siècle : Le baron Jenney fut amené à élaborer un système de structure interne sur laquelle repose tout l’édifice, le mur extérieur n’ayant plus rien à porter. Les premiers architectes de ce que l’on a appelé plus tard l’école de Chicago ont créé par leurs œuvres et

- 29 - Chapitre – II – Structures dans les structures spéciales par leur influence un modèle de développement urbain qui a caractérisé toutes les villes américaines au XXe siècle. Le premier gratte-ciel : il est difficile de dire quel a été le premier gratte-ciel de l’Histoire. Certains pensent qu’il s’agit du New York Tribune Building, dessiné par Richard Morris Hunt (New York, 1873, 78 mètres). Ce qui ne fait aucun doute en revanche est le grand mouvement de construction de gratte-ciel à New York dès la fin du XIXe siècle mais surtout au début du XXe siècle. La course à la hauteur : avec la construction du New York World Building (94 mètres), New York commence son incroyable développement en matière de gratte-ciel. C’est une vraie course au plus haut building qui commence : Manhattan Life Insurance Building (1894, 106 mètres), le Park Row Building (1899, 119 mètres), puis la Metropolitan Life Tower franchit la barre des 200 m en 1909 mais est finalement dépassée par le Woolworth Building (1913, 241 mètres). Le mouvement se poursuit après la Première Guerre mondiale par le 40 Wall Street mais surtout par le Chrysler Building puis l’Empire State Building qui atteint 381 mètres, en 1931. La relance des gratte-ciels Les années 1960 : arrêté par la crise économique des années 1930, le mouvement de construction de gratte-ciel reprend dans les années 1960, à New York et à Chicago et, à un moindre niveau, dans d’autres villes du monde. Le World Trade Center (New York) devient le plus haut gratte-ciel du Monde en 1973 avec 417 mètres, il est dépassé en 1974 par la Sears Tower (Chicago) qui mesure 442,3 m. C’est une véritable bataille entre ces deux villes. Les années 1990, et surtout 2000 : la construction de gratte ciel reprend très fortement. C’est en Asie, dans des régions à forte croissance que le développement est le plus spectaculaire. De nombreuses tours ont vu le jour ou sont en construction dans le monde chinois. La Taipei 101, inaugurée en 2004 à Taïwan est actuellement le plus haut gratte-ciel achevé du monde. Les pays du Golfe, et spectaculairement l’émirat de Dubai ont également multiplié les constructions. Le BurjDubai avoisine les 800 m.

- 30 - Chapitre – II – Structures dans les structures spéciales

Le Home Insurance Hauteur entre les Le BurjDubai Building à Chicago plus hauts gratte- l’émirat de Dubai en 1885 ciel du Monde Figure 2.1 : Histoire des IGH (Hauteurs)

11.2 Les Gratte-ciels Un gratte-ciel (traduction direct du mot anglais skyscraper) est un immeuble de très grande hauteur. Pour faciliter les comparaisons on considère parfois qu’il s’agit des immeubles de plus 150 mètres. Pour les immeubles compris entre 100 et 150 mètres, certains sites Internet anglo-saxons utilisent le terme de highrise c'est à dire de grande hauteur. Mais la société Emporis qui recense les gratte-ciels de la planète utilise la limite inférieure de 100 mètres pour désigner un gratte-ciel. Toutefois, la notion de gratte-ciel est essentiellementrelative : ce qui est perçu comme gratte ciel peut varier fortement en fonction de l’époque ou du lieu. Si on veut estimer la hauteur totale d'un gratte-ciel, il faut compter en moyenne pour un immeuble de bureau 4 mètres par étage (présence fréquente de superstructure au sommet) et environ 3 mètres pour un immeuble d'habitation.

- 31 - Chapitre – II – Structures dans les structures spéciales

Figure 2.2 : Gratte-ciel à Hong Kong vus depuis le VistoriaPeak

11.3 Conception d’un IGH 11.3.1 La tour traditionnelle Les gratte-ciel sont traditionnellement construits sous formed’une tour monolithique organisée autour d’un noyau central comprenant notamment les voies de circulation verticale (escaliers, ascenseurs) et les conduites (eau, réseaux électriques et de communication…). La structure porteuse peut être concentrée dans ce noyau central, ou répartie sur des piliers. Certains édifices ont également bénéficié d’une armature entièrement métallique. La concentration des circulations en un point du bâtiment pose le problème de son évacuation en cas d’urgence si ces circulations sont rendues impraticables (notamment à cause d’un incendie). De la même manière, la concentration des structures porteuses peut rendre le bâtiment vulnérable si elles sont endommagées. Un autre problème rencontré est l’éclairage des zones les plus centrales : au-delà d’une certaine distance, la lumière naturelle n’est plus suffisante pour qu’on puisse se passer d’éclairage artificiel.

- 32 - Chapitre – II – Structures dans les structures spéciales

Figure 2.3 : Les cinq plus hauts tours du monde

11.3.2 La tour polycentrique Une approche plus récente cherche à rompre avec cette conception monolithique, et propose d’organiser le bâtiment sous forme de modules constitués autour de plusieurs noyaux de circulations verticales. Chaque noyau deviendrait le point central d’une plus petite entité tout en constituant une sorte de « super-pilier » de l’ensemble. Les promoteurs de ce type de construction indiquent qu’un tel édifice serait moins susceptible de s’effondrer si l’un de ces piliers était endommagé, tout en vantant une capacité d’évacuation largement améliorée. Les espaces utiles du bâtiment sont répartis sous forme de « grappes » sur les piliers pour bénéficier au maximum de la lumière naturelle. De plus un incendie survenant dans l’un des modules aurait peu de chances de se propager à d’autres zones de l’immeuble. La principale limitation de cette approche devient alors une occupation plus faible du volume total alloué au bâtiment. Ce concept n’a cependant pas encore été appliqué. 11.3.3 Nouvelle perspective : l’exosquelette Enfin, les nouvelles technologies ont permis à certains architectes et bureaux d’études de développer des principes structurels très novateurs inspirés des bio-organismes. L’exosquelette conçu par l’architecte français Hervé Tordjman et les ingénieurs de SETEC TPI (Jean-Marc Jaeger) pour le projet des tours jumelles de Canton est une vraie révolution pour la construction d’ouvrages de grande hauteur. Il garantit une résistance de l’ouvrage à des efforts mécaniques particulièrement importants (typhons, tremblements de terre) tout en intégrant une réelle protection face aux agressions extérieures (avions, missiles).

- 33 - Chapitre – II – Structures dans les structures spéciales Cet exosquelette est secondé par un double noyau de béton, qui offre une réelle stabilité dynamique et une résistance exceptionnelle aux incendies. Ce principe structurel permet une flexibilité des espaces intérieurs (démontages de 60 % des planchers internes) qui garantit une exploitation programmatique et économique à long terme. Cette nouvelle approche constructive a permis de proposer un projet économiquement très avantageux qui, secondé par la configuration morphologique de l’ouvrage, supprime l’usage des échafaudages pour sa construction. Il s’agit là, d’une révolution dans les technologies constructives des gratte-ciel. 11.3.4 Les principaux concepteurs mondiaux Les principaux cabinets d’architecture ou d’ingénierie qui conçoivent aujourd’hui des grattes ciel de très grande hauteur sont : – Skidmore, Owings and Merrill (BurjDubai, Freedom Tower, tour Sears), – KPF (Shanghai World Financial Centre, tour CBX, 1250 René- Lévesque), – Norman Foster (Hearst Tower), – CesarPelli (tours Petronas, One Canada Square), – Adrian Smith + Gordon Gill Architecture, – Santiago Calatrava (Chicago Spire, TurningTorso), – Costas Kondylis (nombreux gratte-ciel à New-York en collaboration avec Donald Trump). Parmi les concepteurs français de gratte-ciels figurent les ateliers de : – Jean Nouvel (torreAgbar à Barcelone, Koln Tower à Cologne), – Valode et Pistre (tour T1 et tour Generali à La Défense, tour Incity à Lyon), – Christian de Portzamparc (tour Euralille, tour Granite à La Défense, – Jean-Paul Viguier (coeur Défense), – Pierre Parat et Michel Andrault (tour Sequoia, La Défense),

– Roger Saubot (tour TotalFinaElf). 11.3.4 Les principaux concepteurs mondiaux Les principaux cabinets d’architecture ou d’ingénierie qui conçoivent aujourd’hui des grattes ciel de très grande hauteur sont :  Skidmore, Owings and Merrill (BurjDubai, Freedom Tower, tour Sears),  KPF (Shanghai World Financial Centre, tour CBX, 1250 René-Lévesque),

- 34 - Chapitre – II – Structures dans les structures spéciales  Norman Foster (Hearst Tower),  CesarPelli (tours Petronas, One Canada Square),  Adrian Smith + Gordon Gill Architecture,  Santiago Calatrava (Chicago Spire, TurningTorso),  Costas Kondylis (nombreux gratte-ciel à New-York en collaboration avec Donald Trump). Parmi les concepteurs français de gratte-ciels figurent les ateliers de :  Jean Nouvel (torreAgbar à Barcelone, Koln Tower à Cologne),  Valode et Pistre (tour T1 et tour Generali à La Défense, tour Incity à Lyon),  Christian de Portzamparc (tour Euralille, tour Granite à La Défense,  Jean-Paul Viguier (cœur Défense),  Pierre Parat et Michel Andrault (tour Sequoia, La Défense),  Roger Saubot (tour TotalFinaElf). 11.4 Réglementation spécifique 11.4.1 Règlement basé sur la sécurité Les IGH des divers types sont soumis à un règlement de sécurité particulier, approuvé initialement par l'arrêté du 18 octobre 1977, modifié depuis à de nombreuses reprises, et destiné à mettre en œuvre les principes de sécurité définis à l'article R 122-9 du Code de la construction et de l'habitation : Au feu : permettre de vaincre le feu avant qu'il n'ait atteint une dangereuse extension, notamment en compartimentant l'immeuble en secteurs capables d'éviter la propagation de l'incendie de l'un à l'autre, et en limitant les sources de matériaux combustibles ; Rapide évacuation : assurer une évacuation aisée des occupants, notamment par la présence d'au moins deux escaliers par compartiment ; Détecteurs d’incendie : assurer une détection rapide de l'incendie, et mettre à disposition des moyens efficaces de lutte contre l'incendie ; Evacuation des fumées : empêcher le passage des fumées d'incendie de la zone sinistrée aux secteurs encore indemnes ; Propagation de l’incendie : empêcher l'incendie d'un IGH par propagation d'un incendie frappant le voisinage de ce bâtiment. Les propriétaires sont tenus de maintenir et d’entretenir les installations en conformité avec la réglementation ERP, sous le contrôle de la Commission consultative départementale de sécurité et d'accessibilité territorialement compétente.

- 35 - Chapitre – II – Structures dans les structures spéciales Maîtrise des règlements de calculs Surtout en ce qui concerne :  Calculs au séisme,  Calculs à la fatigue,  Calculs à l'incendie,  Calculs au choc ou à l'explosion,  Calculs aux vibrations,  Ouvrages suspendus par câbles,  Ossatures élancées de très grande portée,  Ossatures chaudronnées nécessitant la maîtrise des technologies de soudage,  Etc... Normes de calcul 1. Règle RPA99, modifié en 2003. 2. Utilisation de tous les règlements ou recommandations français ou européens:  CM66,  Additif 80,  PS 92,  Règlement des Ponts et Chaussées,  Code SNCT,  Règlement Incendie,  DTU,  Règles FEM,  Recommandations CECM, SETRA, CTICM,  Eurocodes EC1, EC3, EC4,  etc... 3. Autres Règlements  Normes américaines (AISC, UBC, AWS...),  Normes anglaises BS,  Normes allemandes DIN,  Autres normes : Suisse SIA, Belgique NBN, Philippines NSCP, Mexique, Inde IS,  Chili, Tawain,  etc... Normes Eurocode 2 Eurocode 2 : Calcul des structures en béton L'Eurocode 2 définit les principes généraux de calcul des structures en béton :  règles générales pour les bâtiments EN 1992-1-1,

- 36 - Chapitre – II – Structures dans les structures spéciales  Calcul du comportement au feu EN 1992-2-2. Projets de normes NF EN 1992-1-1 Octobre 2005 Eurocode 2 - Calcul des structures en béton - Partie 1-1 : règles générales et règles pour les bâtiments. Descripteurs : bâtiment, structure en béton, béton arme, béton précontraint, conception, règle de construction, regle de calcul, résistance des matériaux, propriétés mécaniques, dimension, section, caractéristiques de construction, conditions d'exécution, contrôle de qualité, durabilité, déformation, limite Documents associés : NF EN 197-1, NF EN 206-1, NF EN 1990, NF EN 1991-1-5, NF EN 1991-1-6, NF EN 1997, NF EN 10080, NF EN 12390, NF EN 13791, NF EN ISO 1560, NF EN ISO 17760, XP P18-450. 11.4.2 Impact de la réglementation Le coût des mesures imposées au titre de la réglementation IGH lors de leur construction (résistance au feu des structures, équipements de détection et d'alarme incendie, équipements facilitant l'intervention des pompiers...) puis pendant toute la vie de l'immeuble (contrôles réguliers et mise à jour des équipements de sécurité, présence permanente d'une équipe de sécurité incendie financée par les utilisateurs de l'immeuble...), tend à limiter en France les gratte-ciels aux activités générant le plus de rentabilité locative, soit, concrètement, aux immeubles de bureaux de prestige. 11.5 Les IGH et l’économie La construction d’un gratte-ciel est très liée à la bonne santé économique de la ville ou de la région dans lequel il est construit. Construire un gratte-ciel de 100 étages coûte plus cher que construire deux tours équivalentes de cinquante étages principalement car elle est deux fois plus long à construire donc avec une plus forte immobilisation du capital. Les intérêts financiers peuvent représenter 40 % du coût de construction d’une tour de très grande hauteur Selon Adrian Smith, architecte américain et l’un des principaux concepteurs de gratte-ciels, la construction d’un bâtiment de très grande hauteur est donc difficilement voire rarement rentable. Pour cela, il faut être extrêmement vigilant à l’immobilisation du capital, à l’utilisation finale des locaux et surtout au contrôle des terrains aux alentours. En effet, la construction d’une très grande tour donne de la valeur au quartier environnant comme cela s’est produit par exemple avec le secteur de Pudong à Shanghai (tour Jim Mao) ou à Canary Wharf à Londres (Tour Radden). La rentabilité économique d’une tour de très grande hauteur est donc à replacer dans une rentabilité globale sur plusieurs années d’un quartier ou d’une ville. D’où l’émergence des plus hautes tours actuelles dans des villes en plein développement, en recherche de notoriété ou de visibilité et dans un pays ou région

- 37 - Chapitre – II – Structures dans les structures spéciales avec d’importants capitaux disponibles comme c’est le cas pour les émirats pétroliers du Golfe ou les provinces maritimes chinoises. La construction d’un bâtiment de grande hauteur permettait aussi à l’entreprise qui l’occupait une rationalisation de son activité en regroupant tous ses salariés en un même lieu tout et une augmentation de sa notoriété et de son image. Ce fut le cas de la tour Sears à Chicago ou des tours Petronas à Kuala Lumpur. Le coût total d'un gratte-ciel se chiffre en dizaines voire en centaines de millions d'Euros. Ainsi le World Financial Center de près de 500 mètres de hauteur en voie d'être terminé à Shanghai va coûter 1 milliard de dollars. 11.6 Les IGH dans le Monde

Figure 2.4 : L’Aon Center et la tour Sears, Chicago

11.6.1 L’Amérique du Nord Le gratte-ciel était devenu un symbole des États-Unis, son pays d’origine. C’est là que se trouvaient la majorité des plus hauts immeubles mondiaux jusqu’aux années 1980. Chicago et New York sont aujourd’hui comme hier les deux villes du continent où la densité de gratte-ciel est la plus élevée mais la plupart des villes possèdent un CBD comprenant plusieurs tours relativement hautes. Aujourd’hui, le rythme de construction nouvelles est bien inférieur à celui de l’Asie, mais assez soutenu tout de même, et ce en dépit du traumatisme qu’a représenté la destruction du World Trade Center. Deux tours actuellement (septembre 2007) en construction devraient dépasser la Sears Tower, plus haute tour du continent : il s’agit de la Freedom Tower de New York et du Chicago Spire. Dans d’autres villes des projets importants sont également en cours, bien que les immeubles soient de moindres dimensions. Depuis 2005, la ville de Miami (Floride) connait ainsi un important renouvellement urbain avec environ quatre-vingt immeubles. De nombreux gratte-ciel sont également en construction ou en projet à Las Vegas, une ville en plein boom. Ces immeubles sont souvent associés à des casinos. Mais la Federal Aviation Administration, l’autorité fédérale américaine de l’aviation civile, a interdit la construction d’immeuble de plus de 600 mètres2. Donald Trump qui envisageait la construction d’un immeuble de cette hauteur avant les attentats du 11 septembre a abandonné de peur que cette nouvelle tour ne devienne une cible.

- 38 - Chapitre – II – Structures dans les structures spéciales Au Canada bien que l'espace ne manque pas, de nombreuses villes ont choisit de se développer verticalement. C'est le cas de Vancouver, Calgary et surtout Toronto, une ville qui compte plus de 250 tours dépassant les 100 m. 11.6.2 L’Asie de l’Est

Figure 2.5 : Le Pudong nouveau quartier d’affaires de Shanghai

Le développement des gratte-ciel y est, sauf dans quelques villes, assez récent, mais de grande ampleur. C’est à Hong Kong et au Japon que furent créés les premiers très hauts immeubles de la région. Au Japon, le manque de place a poussé à la construction en hauteur, mais les risques sismiques imposaient d’importantes contraintes techniques. Hong Kong est historiquement la ville du gratte-ciel dans le monde chinois, et aujourd’hui l’une des villes comptant le plus d’immeubles de très grande hauteur dans le monde. Les constructions se sont surtout multipliées à partir des années 1980. La prospérité et le manque d’espace peuvent expliquer ce phénomène. Le mouvement de construction continue à Hong Kong mais il s’est surtout étendu à d’autres villes chinoises, où il est stimulé par forte croissance urbaine et l’expansion économique. Le gratte-ciel représente un symbole de la réussite économique de villes telles que Shenzhen ou Shanghai. La Malaisie a détenu pendant plusieurs années le titre du plus grand gratte-ciel, avec ses tours jumelles, les PetronasTwinTowers à Kuala Lumpur, construites en 1998. Le toit n’atteint que 378 mètres, mais le mât culmine à 452 mètres. Certains projets importants sont actuellement à l’étude en Corée du Sud.

- 39 - Chapitre – II – Structures dans les structures spéciales 11.6.3 Le Moyen Orient

Figure 2.6 : le BurjDubai en construction

Dans le domaine des gratte-ciel, l’essor du Moyen-Orient est plus récent encore que celui de l’Asie, mais particulièrement marqué. Dans ces régions peu densément peuplées, la construction de gratte-ciel se justifie essentiellement par une volonté de prestige, de développement architectural et touristique. On y trouve donc des tours particulièrement hautes et spectaculaires. Ce sont les Émirats arabes unis, et notamment Dubaï, qui ont le plus retenu l’attention. À Dubaï la construction de gratte-ciel n’est qu’un volet de grands projets visant à faire de l’émirat un centre de tourisme et d’affaires de premier plan. En 2007, deux immeubles de plus de 300 mètres étaient achevés et treize étaient en construction. Parmi ceux-ci se trouve le Burj Dubaï qui sera le plus haut édifice du monde, mais dont la hauteur n’a pas encore été dévoilée, sa construction sera achevée dans les prévisions le 30 juin 2009. 11.6.4 L’Europe

Figure 2.7 : La Naberezhnaya Tower à Moscou

- 40 - Chapitre – II – Structures dans les structures spéciales La Naberezhnaya Tower à Moscou est un complexe de trois bâtiments dont la plus haute tour d’Europe à plus de 268 m. Le gratte-ciel n’est pas vraiment dans la culture européenne. L’Europe ne compte aucun des cinquante plus hauts gratte-ciel mondiaux. Quelques gratte-ciel ont été construits dans les centres villes durant les années 1950 ou 1960, la tour Montparnasse à Paris notamment, mais ils ont été très décriés. Beaucoup de villes limitent donc la construction d’immeubles de grande hauteur pour préserver le paysage urbain. Des quartiers de gratte-ciel de bureaux ont donc été construits plus en périphérie : la Défense en banlieue parisienne, et plus récemment Canary Wharf dans l’Est londonien. Des tours de logements sociaux ont également été construites dans des zones périphériques, mais leur hauteur n’est pas assez élevée pour que l’on puisse parler de gratte-ciel. On observe actuellement un nouvel intérêt pour les gratte-ciel dans les grandes villes européennes, notamment à Londres, Francfort, Varsovie et Moscou. Le plus grand gratte-ciel d’Europe est la Naberezhnaya Tower C (БашнянаНабережной C) à Moscou, inaugurée en 2007, comportant soixante- et-un étages et culminant à 268,4 mètres. L’ancien détenteur du titre était le Triumph-Palace (Триумф-Палас), également à Moscou. Dans la capitale de la Russie qui manque cruellement d’espace moderne de bureaux, de très nombreux gratte-ciel sont en construction, en particulier ce qui sera la tour la plus haute d’Europe, la Mercury City tower. Terminée en 2008 elle sera haute de 380 mètres (332 m hors flèche), sur soixante-dix étages. Une tour qui a été approuvé sera encore plus haute, la tour de Russie. Elle comportera cent-dix-huit étages et fera 600 mètres de hauteur. Fin janvier 2008, les travaux n'avaient pas encore commencé, ils devraient être terminés en 2011.

- 41 - Chapitre – II – Structures dans les structures spéciales 11.6.5 L’Afrique

Figure 2.8 : Centre-ville de Johannesbourg vue du Carlton Centre

À Dakar, au Sénégal, le plus haut gratte-ciel d’Afrique est en construction, la tour Kadhafi, lorsqu’elle sera construite mesurera 250 mètres et abritera des bureaux et hôtels. En Afrique du Sud, et notamment à Johannesbourg plusieurs gratte-ciel sont édifiés ou en construction, le plus haut étant le Carlton Centre suivi par le Pearls Of Umhlanga à Umhlanga Rocks. En Égypte plusieurs gratte-ciel sont également construits notamment au Caire, et à Alexandrie, mais aucun ne dépasse les 150 mètres. En Algérie plusieurs édifices importants ont été édifiés ou sont en cours de réalisation, notamment à Alger et Oran, mais aucun de ses ouvrages ne dépasse les 150 m de hauteur.

- 42 -

Structure Mixte

Chapitre – III – Structure mixte

Structures Couplees Acier Et Beton Arme – Ces structures comprennent à la fois une (ou plusieurs) ossature métallique et une (ou plusieurs) ossature en béton armé qui résistent conjointement sur toute leur hauteur aux actions sismiques. – Liaisons articulées entre ces deux structures de comportements différents.

Figure 3.1 : structure mixte acier-béton avec interaction

Structures Mixtes Acier Et Beton Arme  Dans ce cas l’ossature résistante est partiellement en béton armé et partiellement en acier.  Ces structures allient la ductilité de l’acier (dont les sections peuvent être réduites) et la rigidité du béton armé (qui améliore la stabilité de forme de l’ensemble).  La connexion mécanique des poutres et planchers doit être répartie le long de l’élément.  OSSATURE EN ACIER ENROBEE DE BETON ARME (PRINCIPE)  L’épaisseur de l’enrobage doit être au moins de 8 cm pour limiter la fissuration et prévenir l’éclatement du béton.  L’enrobage peut être limité à certains éléments (poteaux, éléments de façade).  Le procédé convient bien pour les structures tubulaires des IGH.

- 44 - Chapitre – III – Structure mixte

Figure 3.2 : structure métallique enrobée de béton

Dalles Et Diaphragmes  Les planchers « collaborant » généralement employés pour les structures d’acier constituent de bons diaphragmes.  Sous réserve de liaisons rigides avec les poutres.  Bonne transmission des efforts vers les palées  Prévention du déversement des poutres.

Figure 3.3 : plancher collaborant « acier-béton »

- 45 - Chapitre – III – Structure mixte

Figure 3.4 : Types de dalles

Figure 3.5 : types de connecteurs de cisaillement

Toitures Legeres Pour bien des structures métalliques on a des toitures légères, ce qui est plus favorable au regard des forces d’inertie. Pour jouer leur rôle de diaphragme rigide elles doivent être plus rigides que les palées verticales. En tout état de cause, elles doivent être contreventées.

Figure 3.6 : Toitures légères

Es Assemblages Bien réalisées, les liaisons entre éléments (soudure ou boulonnage) doivent assurer la continuité mécanique des éléments assemblés. Les règles définissent les conditions de mise en œuvre.

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Cas des ancrages au soubassement Comportement ductile: Plastification des tiges filetées d’ancrage aux fondations d’une ossature acier sans arrachement de ces tiges.

Figure 3.7 : assemblage avec les fondations ou les soubassements Cas Géneral  Rigide (plastification hors de la zone critique), il contribue directement à la stabilité d’ensemble.  articulé (vraie articulation ou rotule plastique sur la liaison entre les éléments) pas d’assemblage semi-rigide pouvant changer le mécanisme « projeté » pendant le séisme.  Eviter toute rupture fragile (protocoles de mise en œuvre à respecter).  Les zones ductiles doivent « fonctionner » avant que le niveau de contraintes soit trop élevé dans les assemblages. Renforcement par entretoises. L’EC8 recommande un contrôle sur chantier de la qualité des assemblages. Assemblages soudes

Figure 3.8 : assemblage soudé

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 Les assemblages entièrement soudés, réalisés par cordon de soudure, présentent une meilleure continuité mécanique et un comportement plus ductile.  En cas de défauts de réalisation, le risque d’éclatement fragile existe (les discontinuités créent un effet d’entaille).  Aussi il est recommandé de souder en usine les assemblages de pièces sensibles et d’épaisseur importante. Les assemblages boulonnes

(Barres principales ou de contreventement) Figure 3.9 : assemblage boulonné Travail au cisaillement:  Boulons précontraints à haute résistance et serrage contrôlé, résistant au glissement à l’état limite ultime sont seuls autorisés sur les zones dissipatives. Travail en traction:

 Boulons précontraints à haute résistance et serrage contrôlé calculés (NFP 22-460 ou J3.2 de l’EC3) Coques et voiles minces :

- 48 - Chapitre – IV – Structure spatiale

Structure Spatiale

Chapitre – IV – Structure spatiale

4.1 Généralité Une structure spatiale (tridimensionnelle ou à poutres croisés ou structure tendue) est composée de barres, de plaques ou de parois liées entre elles de façon à se suffire à elle-même pour résister pour résister à des forces provenant de toute les directions de l’espace. C'est-à- dire que les axes neutres des éléments constituant la structure et les charges appliquées à la structure ne sont pas coplanaires.  Remarque 1 : Ceci étant dit, les structures traditionnelles (plans) constituent également des systèmes dont le comportement sous charges est tridimensionnel. Cependant, aussi bien pour la conception que pour le dimensionnement de la structure porteuse, l’ingénieur va généralement la décomposer en système plans selon les trois directions de l’espace (plan, coupe et élévation). Cette simplification se justifie tout du point de vue du calcul, de la vérification, de la fabrication et du montage (mise en œuvre). Il existe cependant de vrais systèmes porteurs tridimensionnels composés de parois, coques, voiles ou nappes, permettant de couvrir de grands espaces grâce au comportement spatial de la structure (structure réticulée plane : structure dont les axes neutres des éléments qui la constituent et les efforts qui la sollicitent sont situés dans un même plan). Remarque 2 : les fermes en BA triangulées coulées sur place ne sont pas économiques par rapport aux fermes en charpente en bois ou en charpente métallique. Par contre, elles peuvent être compétitives, si elles sont préfabriquées (économie de coffrage) en béton spéciaux précontraint ou autres (économie de matériaux et augmentation de la résistance). Quelle structure associée à la forme ? Comment éviter un surcroît de complexité et de coût ? Comment traiter simplement les enveloppes ? L’ensemble de ces questions se pose à qui se lance dans les formes libres. Les structures considérées comme des structures spatiales sont : – Les structures en barres (systèmes réticulés spatial), – Les structures suspendues (suspendues par câbles), – Les structures en membranes (feuilles de matériaux si minces qu’elles ne peuvent travailler qu’en traction), – Les voiles minces (coques (coupole), voiles plissés,...)

- 50 - Chapitre – IV – Structure spatiale

Figure 4.1 : Structure spatial

4.2 Les structures spatiales tridimensionnelles en Acier La majeur partie des structures spatiales en acier sont composés de réseaux (treillis, grilles). 4.2.1 Les grilles de poutres Les grilles de poutres sont formées de profilés laminés ou en poutres à treillis assemblées entre elles de façon à constituer une plaque résistant à la flexion. Les grilles de poutres orthogonales (figure 4.1a) ne sont pas rigides dans leur plan. Il faut donc les contreventer par des barres diagonales supplémentaires (figure 4.1b). Dans le cas des grilles à poutres diagonales, les poutres de rive jouent le rôle de contreventement (figure 4.1c). Prédimensionnement Le rapport entre la hauteur statique et laporté est généralement :  de l’ordre de 1/30 pour les grilles rectangulaires,  de l’ordre de 1/40 pour les grilles diagonales.

- 51 - Chapitre – IV – Structure spatiale

Figure 4.2 : Structure en grille de poutres

4.2.2 Les treillis spatiauxUn treillis spatial est formé de deux plans parallèles de barres croisées (les membranes) dont les nœuds sont reliés par des diagonales constituant l’âme du treillis. Les différences par rapport à la grille des poutres à treillis est que les nœuds supérieurs ne sont plus à la verticale des nœuds inférieurs. On trouve dans un système certain type de treillis spatial comportant des poutres à treillis planes inclinées (figure 4.3).

Figure 4.3 : Structure à treillis spatial

On peut aussi considérer ces structures comme composées de volumes élémentaires dont les barres forment les arêtes, ce qui peut faciliter la fabrication et le montage. Les membrures des deux nappes peuvent être parallèle (figure 4.4a) ou diagonales (figure 4.4b). Dans ce dernier cas les membrures inférieures sont orientées à 45° par rapport aux membrures supérieures (on ne retrouve plus de poutres planes à treillis, mais le volume élémentaire est encore présent).

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Si les mailles horizontales sont carrées, le système est bidirectionnel.

Figure 4.4 : Structure en grille de poutres

Si les nappes supérieures et inférieures comportent des mailles triangulaires ou hexagonales, le système est tridirectionnel (figure 4.5).

Figure 4.5 : Structure en grille de poutres

Il est donc possible de construire une infinité de treillis spatiaux à double nappe à partir des trames coordonnées quelconque le choix parmi les multiples géométries possibles doit tenir compte des principes et objectifs suivants :  rechercher une systématique en ce qui concerne la fabrication des barres et des nœuds,  limiter au maximum le nombre de barres et des nœuds,  chercher la transparence pour des raisons pratiques et d’esthétique et pour dégager les volumes utilisables pour la technique du bâtiment,  prendre en compte lors des études des assemblages (barres et poutres de treillis) la mise en œuvre et surtout faciliter les opérations de montage (figure 4.6). Ces structures spatiales sont très rigides et peuvent résister à des forces agissant dans n’importe quelle direction. Elles sont capables de franchir des portées jusqu’à 100 m. Au-delà, il faut faire appel à des structures formées de trois nappes de barres croisées.

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Figure 4.6 : Structure en grille de poutres en treillis

4.3 Les câbles (les Structures suspendues) 9.3.1 Généralité Les câbles sont des éléments structuraux important et fort utilisé de nos jours, particulièrement dans les ouvrages d’arts (ponts). Les câbles présentent les caractéristiques suivantes : – la souplesse : il est parfaitement flexible (faible diamètre par rapport à sa longueur, – la résistance : pas de résistance ni à la torsion, ni à la flexion, ni à l’effort tranchant, ni à la compression. Dans le câble ne peut naître que l’effort normal de traction, souvent appelé tension du câble, dirigé suivant la tangente à l’axe du câble (figure 4.7).

Figure 4.7 : tension N dans le câble

Remarques

1. Effort de compression : un câble peut transmettre un effort de compression mais sous certaines conditions : tout d’abord un câble non chargé n’a pas la forme définie et ne peut supporter aucune force. Ce sont précisément les actions qui mettent le câble en tension, définissent du même coup sa position.

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2. Rigidité du câble : pour rigidifier un câble, il faut le charger et on ne peut concevoir une structure en câbles que si elle est pré chargée. En effet, si un élément est soumis à une traction initiale P, il peut supporter, sans se détendre une compression superposée N si elle est d’intensité moindre que P (figure 4.8), afin que, sous l’effet combiné de la prétention et de la compression, il existe une légère tension AP dans le câble (AP = P – N > 0).

Figure 4.8 : Compression dans un câble

Câble ne travaillant qu’en traction : l’industrie de l’acier a élaboré des aciers à très haute résistance, parmi ces aciers nous utilisons les aciers pour câblés, grâce auxquels on peut reprendre de fortes charges avec peu de matière. Malgré le coût élevé de l’acier, le câble peut être un élément de construction compétitif. L'objectif est de spécifier et préfigurer un outil d'évaluation rapide du comportement des structures, en complément aux méthodes graphiques toujours en usage. Au delà de l'évaluation d'illustrer le comportement global de la structure, la statique graphique n'est utilisable qu'au prix d'hypothèses restreignant l'hyperstaticité de la structure. Des rotules sont introduites aux emplacements constatés des fissures et par défaut aux emplacements supposés d'apparition de ces fissures sur la foi de l'expérience de situations semblables. Les évaluations qui en résultent sont plutôt pessimistes et conduisent à engager des travaux plus lourds que nécessaire. L’hypothèse sur laquelle se fonde le projet est que la méthode de calcul par éléments finis permettrait une évaluation plus précise de la structure. Le calcul numérique a changé l’ordre de grandeur de la précision des évaluations que peut faire l’ingénieur et a rendu possible des calculs qui n’auraient pu être entrepris sans moyens informatiques mais, quelque soit la complexité des projets où ces méthodes ont fait leur preuves, la géométrie et les matériaux sont toujours parfaitement connus et contrôlés. 4.3.2 Les câbles dans la structure Les câbles intervient dans les structures les plus variées et permette une liberté de conception architecturale et structurelle très faste, il vous résout certain problème de porté importante (cas des couvertures avec tirant). Selon la forme et la fonction du câble, les types essentiels de câbles sont les suivants : les structures haubanées, les structures à câbles courbes et les structures à câbles en réseaux.

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1. les structures haubanées Lorsque le câble est rectiligne, il contribue à la structure comme une barre biarticulée (exemple : les câbles porteur des tabliers d’un pont, les câbles porteur des grandes toitures).

Figure 4.9 : Structure haubanée : pont de Normandie, Le pont de NORMANDIE (près du Havre) Les Caractéristiques  Longueur totale : 2141 m  Travée centrale : 856 m (pour ne pas entraver la navigation, il fallait franchir d'un seul tenant les 856 m du chenal.  Hauteur : le pont est situé à 52 m au-dessus des plus hautes eaux.  Les pieux de fondation sont enfoncés à plus de 50 m. Le pont de Normandie a détenu le record mondial de portée centrale (pendant plus de 4 ans).

2. Les structures à câbles courbes (structures tendues) Convient parfaitement à une grande surface libre avec une toiture légère et parois translucides qui nécessitent l’utilisation de matières synthétiques disposé selon des formes courbes qui rappellent celles des tentes. Si les portées sont grandes, le matériau de couverture n’est pas résistant et les attaches posent des problèmes délicats, il est nécessaire de séparer les fonctions de couverture et de portance, ce qui peut être réalisé par l’utilisation de câbles d’aciers en l’occurrence, les câbles, en plan de la transmission des forces aux points d’ancrages, constituent la maille de la structure qui résiste elle-même aux actions extérieures. Lorsque les charges sont réparties sur un câble principal qui s’étend sur une grande portée, ce câble est nécessairement courbe. La figure 4.10 montre des exemples de systèmes de poutres-câbles : les câbles sont disposés en nappes de manière à former une surface à double courbure inverse (figure 4.10).

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Les câbles porteurs et tenseurs sont reliés par des diagonales tendues, comprimées ou par des montants ce qui rend la poutre rigide dans son plan et permet un amortissement rapide des vibrations longitudinales. Le câble inférieur permet de mettre l’ensemble, en particulier le câble supérieur, en tension et sert à lutter contre le vent (soulèvement). La position relative des câbles est inversée et la prétention met les diagonales en compression (tiges métalliques). La liaison entre câbles porteurs et tenseurs se fait par des montants.

Figure 4.10 : Pont suspendu de Sidi M’cid (Constantine)

Le pont suspendu, ou passerelle de Sidi M'Cid, traverse les gorges à 175 mètres au- dessus du Rhumel. Cet ouvrage est long de 164 mètres, large de 5,70 mètres, et supporte une charge de 17 tonnes. Conçu par l'ingénieur Ferdinand Arnodin, il a été réalisé par l'entreprise Witte. Son inauguration eu lieu le 19 avril 1912, le même jour que celle du pont Sidi Rached. L'ouverture de l'hôpital en 1876, fait apparaître la nécessité d'un franchissement des gorges évitant le long détour par le pont d'El Kantara. Afin de bénéficier de financement (emprunt de 500 000 F), il est désigné comme passerelle de Sidi M'Cid, sous entendant un usage piétonnier. Il permet de relier le boulevard de l'Abîme (récemment achevé) au centre hospitalier. Situé à proximité de l'arche naturelle, de ce pont suspendu on bénéficie d'une vue exceptionnelle sur les gorges, une partie de la ville et la vallée du Hamma, au delà des cascades et du pont des Chutes. Le pont de Sidi M'Cid a fait l’objet au cours de l’année 2000 de divers travaux de réfection surtout ceux qui ont consisté au remplacement de 12 câbles, dont 4 principaux.

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1. Réseau Si deux séries de câbles se croisent de manière à former une surface courbe, on obtient un réseau de câbles. Il existe deux façons de garantir que les câbles soient toujours tendus : en lestant la couverture ou en donnant au système des câbles une prétension. La figure 4.11 illustre l’exemple des câbles en réseau, qui permet de réaliser d’élégantes et vastes toitures suspendues et très légères. La maile du réseau, à peu prés carrée, a un côté de l’ordre de 50 cm à 1,00 m. Chaque tronçon de câble, entre deux nœuds, se comporte comme une barre. A chaque nœud, l’équilibre n’est possible que si les câbles ont des courbures opposées : surface du genre paraboloïde hyperboloïde (figure 4.11 : lien d’attache)

Figure 4.11 : Câble en réseau

4.3.3 La précontrainte Par des câbles prétendus, on peut introduire un jeu de force internes initiales dans les structures, qui sont dites précontraintes l’exemple le plus caractéristique de cette technique est le béton précontraint. Pour combattre la traction, on introduit une précontrainte à l’aie ‘un câble prenant appui sur le béton : la traction du câble devient, par réaction une force de compression dans le béton. a) Calculs des câbles Le calcul des structures en câbles est souvent difficile, on fait appel à des logiciels pour la détermination des forces agissantes et du dimensionnement. La tâche de l’ingénieur se trouve aujourd’hui facilitée grâce aux ordinateurs performants et de logiciels de plus en plus sophistiqués. Les réseaux sont encore plus compliqués dans leurs calculs, on fait appel à l’informatique pour résoudre les problèmes de calculs posés. b) Exemple de calcul d’un câble courbe Prenons le cas d’un câble courbe biarticulé.

- 58 - Chapitre – IV – Structure spatiale

Soit B le sommet (point bas)

AC = L : la portée f étant laflèche

Figure 4.12 : Câble courbe

Calcul avec charge uniforme sur l’horizontale Soit q une charge uniforme répartie sur la projection horizontale AC du câble. La question est de calculer l’effort normal en tout et de trouver la forme que prend le câble sous cette charge. Par symétrie, le sommet B se trouve au milieu de la portée AC, plaçons un repère (x, y) en B. Isolons maintenant un tronçon du câble, compris entre le sommet B et un point quelconque D de coordonnées (x, y). Soit H l’effort normal en B qui, par le choix judicieux de ce point, est horizontal, et N l’effort normal en D, avec ses composantes NV et NH

Figure 9.13 : Equilibre des forces

- 59 - Chapitre – IV – Structure spatiale

L’équilibre nous donne : 1.∑Fx = 0 Soit - H +NH = 0 Donc H = NH Donc NH = H = Cstequelque soit x La composante horizontale de la tension est constante 2. ∑M/D = 0 Soit – H.y + q.x.x/2 = 0 D’où y = q.x2/2.H La forme d’équilibre est une parabole. En remplaçant dans cette équation les coordonnées du point B (L/2, f), on retrouve une relation reliant la flèche f et la force interne H : f= q.L2/8.H ou H = q.L2/8.f 3. ∑Fy = 0 Soit – q.x +NV = 0 Donc NV = q.x D’où N = (NV2 + NH2)1/2 Et puisque H est constant, la tension est d’autant plus grande que la pente du câble sera forte. 4.4 Les structures à membranes 4.4.1 Généralité sur les membranes Une membrane est une feuille de matériaux si mince qu’elle ne peut travailler qu’en traction. Les membranes sont le plus souvent en plaques métalliques ou en textiles (très utilisé de nos jours). Stabilité Pour assurer la stabilité, ces structures doivent être précontraintes comme un réseau de câbles. Les membranes peuvent être, également, mises en précontrainte par pression (ou dépression) d’air produisant une double courbure de même sens (bulles gonflables). Etant donné leur structure tissée, les membranes se comportent comme un réseau de câbles à deux nappes (figure 4.13). Mais les matériaux sont fort divers, avec chacun son propre comportement (textile qui peut être tissé en fibre, composite, acier,...) : les membranes peuvent se plier, mais pas les plaques d’aciers. Les textiles polyesters ont une faible résistance mécanique mais sont peu sensibles au fluage et au vieillissement, alors que d’autres matériaux plus résistants le sont.

Figure 4.14 : Structure tissée

- 60 - Chapitre – IV – Structure spatiale

4.4.2 Les caractéristiques des matériaux membranes Caractéristiques des matériaux constituant les membranes Le développement de l’architecture textile ces dernières années est forcément lié à celui des matériaux en fibres synthétiques. Ces textiles sont des composites caractérisés par une résistance mécanique et faisant fonction de paroi étanche et protectrice en même temps. Les textiles sont constitués par :  Le tissu constitué par tissage de fils,  La couche de fond qui permet la liaison entre le tissu et les couches protectrices (épaisseur de 20 µm), elle est de même nature des enduits externes enveloppée en plastifiant favorisant le glissement entre fils,  Les couches de protection, sur chacune des faces du tissu sont obtenues par enduction,  Les protections superficielles destinées à éviter ou à retarder les salissures des couches d’enduction et à protéger celle-ci contre les dégradations (filin collé nu d’enduction, ou verni). 4.4.3 Le choix des fibres Le choix des fibres s’opère en fonction des critères suivant :

 Module d’élasticité,  Résistance à la rupture,  Masse volumique,  Compatibilité avec la matrice,  Prix

Files de chaine

Files de trame

Figure 4.15 : Structure en fibres

- 61 - Chapitre – IV – Structure spatiale

Figure 4.16 : Structure du textile

Les fibres les plus utilisées en architecture textile sont regroupées dans le tableau 9.1 suivant

Tableau 4.1 : Fibres en textile

Nature des Masse volumique Module d’élasticité E en Résistance à la fibres Kg/dm3 MPa rupture en MPa Polyester* 1,2 5 000 à 10 000 750 Verre 2,54 78 000 2 200 Carbonne 1,74 200 000 21 000 Aciers 7,85 210 000 18 00 *Polyester : composé chimique à la base de matières plastiques.

L'industrie chimique fournit quantités de fibres et d'enduits polymères. Parmi les innombrables combinaisons possibles, seules deux s'approchent suffisamment du cahier des charges idéal pour être couramment employées en architecture en guise de membranes dans les structures tendues: le tissu de fibres polyester enduit de PVC et le tissu de fibres de verre enduit de polytétrafluoroéthylène, PTFE en abrégé. Le tableau 4.2 suivant présente une comparaison des caractéristiques de ces deux membranes.

- 62 - Chapitre – IV – Structure spatiale

Tableau 4.2 : les principales caractéristiques de deux membranes

polyester-PVC tissu de verre-PTFE durée de vie 10-15 ans 25-30 ans coût bon marché 4 à 5 fois plus cher

résistance mécanique de 60 à 120 kg/cm pour des idem qualités de 800 à 1300 g/m²

résistance au feu ne propage pas lefeu et ne incombustible produit pas de gouttesincandescentes

résistance à la salissantvoiretrèssalissantjusq autonettoyant salissure u'àprendre un aspect peu avenant

résistance aux UV additifsprotecteurs insensible

coloration vastegamme de généralementblanc coloris Translucidité de 7 à 18% jusqu'à 25%

isolation thermique 4,5 W/m².°C pour une idem membrane de 1200 g/m² soudures légèrementmoinssolidesque même résistance que la le membrane matériau

Pliage facile car souple difficile car restecassant

montage facile: l'élasticitédonneune difficile: marge de manœuvre et la mise grandeprécisionexigée et en tension se faiten mise en tension uneseulefois progressive en plusieursfois usage recommandé structures bâtiments permanents temporairesou démontables

- 63 - Chapitre – IV – Structure spatiale

La membrane d'une structure tendue sur une ossature rigide ne peut pas prendre n'importe quelle forme. Pour comprendre quel genre de forme donner ce genre de structure

intéressons-nous à un simple câble qui pend entre deux piquets (figure 4.17).

C'est comme une corde à linge trop lâche qui au moindre coup de vent s'agite dans tous les sens:

On se dit qu'il doit y avoir moyen de tenir le câble en place en fixant dessous un second câble:

Figure 4.17 : Structure tendue sur une ossature rigide

- 64 - Chapitre – IV – Structure spatiale

Effectivement, la structure ainsi constituée résiste parfaitement aux mouvements verticaux. En revanche elle reste très sensible à des mouvements dans un plan perpendiculaire. Si nous orientons le câble CD dans l'autre direction, nous obtenons le résultat désiré qui est d'interdire tout mouvement (figure 4.18).

Il est intéressant de poursuivre la construction. Prenant appuis sur ces deux câbles et sur les quatre coins ABCD, il est facile d'ajouter d'autres câbles pour dessiner une surface assimilable à une membrane:

Figure 4.18 : Structure tendue et contreventé

Un exemple de réalisation due à Frei Otto

Figure 4.19 : Structure en forme paraboloïde hyperbolique

- 65 - Chapitre – IV – Structure spatiale

Cette forme s'appelle un paraboloïde hyperbolique. Elle a des propriétés géométriques très intéressantes qui seront étudiées dans le livre suivant. En attendant retenons juste une particularité de cette surface qui saute aux yeux: elle est courbée dans deux directions différentes, comme une selle de cheval. Précisément on dit qu'il s'agit d'une surface à double courbure anticlassique. 4.5. Coques et voutes 4.5.1 Généralité Après le Paradis perdu par Adam et Eve, les hommes ont construit des maisons avec des poteaux et des branchages. Par la suite, ils ont abattu des plus gros arbres. Ils les ont mis debout, ils les ont appelés colonnes ; les poutres couchées et taillées se sont appelé entablements. Progressivement la pierre a remplacé les colonnes en bois. Cependant, les pierres ne permettaient pas de couvrir de larges espaces entre deux colonnes. Les pierres sont lourdes et fragiles, quand elles sont placées couchées en hauteur en linteaux, elles peuvent casser en deux. Dans l’Antiquité, ce n’était pas possible de rassembler beaucoup de gens sous un même toit. Dehors, il y a de l’espace. Quand il fait beau, c’est vraiment le meilleur endroit pour se rassembler. Par exemple, les Grecs n’entraient pas dans les temples, ils en faisaient le tour en procession, ils vénéraient la grande statue d’Athéna chryséléphantine de la petite salle intérieure dans laquelle seuls les prêtres initiés entraient. Les plafonds étaient plats et en bois. Depuis longtemps les hommes construisent des maisons pour se réunir. Dans l’Antiquité, les Égyptiens construisaient leurs pyramides égyptiennes, les Romains leurs amphithéâtres romains, les Grecs leurs temples grecs, les musulmans leurs mosquées. Aujourd’hui les architectes ont les ailes d’Hermès : Shigeru Ban est japonais, il a découvert l’architecture japonaise à travers certaines constructions américaines. Le grand architecte qui a eu l’idée de la pyramide du Louvre est d’origine chinoise, mais il est américain. L’architecte qui construit actuellement l’Opéra de Beijing (Pékin) est français. Celui qui a construit la grande Arche est danois. Le Centre Pompidou a été construit par un italien et un anglais.

- 66 - Chapitre – IV – Structure spatiale

4.5.2 Arcs, voûtes, coupoles et coques Reprenons l’analogie entre une personne qui s’appuie sur une paroi et l’arc boutant d’une cathédrale gothique : il s’agit en effet deux structures essentiellement sollicitées à la compression dans lesquelles la reprise des charges s’effectue de manière similaire.

Figure 4.20 : Equilibre des forces

Dans le cas de la personne appuyée à la paroi comme dans l’arc boutant les charges sont en équilibre avec la déviation de l’effort de compression. Arc-boutant d’une cathédrale Nous n’étudierons pas seulement comment déterminer les efforts (la méthode est similaire avec celle utilisée dans l’étude des câbles), mais nous aborderons également un nouveau problème, qui ne se pose pas dans les structures sollicitées à la traction. Dans les arcs, comme dans toute structure essentiellement sollicitée à la compression, le déplacement de la structure sous les charges se fait en s’éloignant du polygone funiculaire des forces, de sorte l’équilibre peut devenir problématique. Pour résoudre ce problème de stabilité, plusieurs solutions constructives sont possibles : augmenter l’épaisseur pour permettre la formation de plusieurs polygones funiculaires, rigidifier l’arc par une poutre rigide ou disposer des câbles (ou barres) supplémentaires pour empêcher le déplacement de l’arc. La question de la stabilité sera abordée en plus de détail dans le dernier chapitre du cours.

- 67 - Chapitre – IV – Structure spatiale

Figure 4.21 : Pont sur la Salginatobel près de Schiers

(GR/CH), 1930, ing. R. Maillart,: la forme de l’arc est choisie de sorte que plusieurs polygones funiculaires peuvent se former à l’intérieur de l’arc

Figure 4.21 : Pont sur le Val Tschiel (GR/CH), 1925, ing. R.

Maillart: la poutre disposée sur l’arc très élancé a pour fonction de le stabiliser En plaçant une série d’arcs les uns à côté des autres, en les faisant se croiser, en leur faisant subir une rotation autour d’un axe ou en les faisant suivre une courbe libre, on obtient des voûtes, des voûtes croisées, des coupoles ou des coques (voir les figures suivantes). Ce type de structure sera abordé en considérant les arcs qui se forment naturellement à l’intérieur de ces structures spatiales. 4.5.3 Voûtes et coques 4.5.3.1 Voiles minces Un voile mince est un solide, limité par deux surfaces courbes voisines, dont l’épaisseur est très petite par rapport aux dimensions du voile. Si le voile est soumis uniquement à des contraintes constantes dans l’épaisseur du voile, on a alors affaire à un équilibre des membranes on dit que voile mince sans flexion (Voile mince). Dans le cas contraire, on a affaire à un voile mince avec flexion (Coques).

- 68 - Chapitre – IV – Structure spatiale

Procédé de fabrication Procédé de fabrication in situ d'une structure porteuse en béton armé de faible densité apparente, composée de voiles minces, caractérisée par le fait que l'on réalise sur le sol une dalle inférieure mince en béton armé en laissant dépasser des aciers en attente. Sur cette dalle on pose des éléments légers perdu de rigidité suffisante pour supporter le poids du béton lors de l coulée et jusqu'à la prisé de celui-ci. On dispose ces éléments légers en ménageant entre eux des intervalles étroits dans lesquels on dispose des armatures d'acier reliées aux aciers en attente de la dalle inférieure. Ceci en les maintenant à une distance suffisante des éléments léger pour respecter les règles de fabrication du béton armé. On vient ensuite couler le béton dans les intervalles étroits, ce qui donne naissance à des voiles minces, puis on continue la coulée du béton au dessus des éléments légers après avoir disposé des armatures acier horizontales, afin d'obtenir à la face supérieure- une dalle mince. Si la structure n'atteint pas le niveau nécessaire, on dispose après la prise du béton et au dessus de la dalle mince supérieure dûment munie d'acier en attente, un deuxième niveau d'éléments légers en ménageant entre eux des intervalles étroits dans lequel on disposera des armatures aciers, puis on coule le béton comme précédemment. L'opération peut se renouveler plusieurs fois jusqu'à ce que la structure atteigne la hauteur désirée. Procédé conforme, caractérisé par le fait que les éléments légers sont de forme parallélépipédique, à la coulée du béton les intervalles étroits ménagés entre les éléments légers donnent naissance à des voiles minces rectilignes et croisés. 4.5.3.2 Structures plissés Ce sont des structures spatiales formé par la juxtaposition de surfaces planes (les pans) de façon à former une surface prismatique ou pyramidale permettant de réaliser certain effet architecturaux dans les locaux de grandes dimensions (salles d’exposition, salles de congrès, ...). En pratique la porté maximale Lmax des voiles en béton armé est inférieur à 50 m pour une travée de hauteur H avec H/L = 1/10.

- 69 - Chapitre – IV – Structure spatiale

Figure 4.22 : Structure plissé

Les voiles plissés peuvent devenir intéressant lorsque les hauteurs sont susceptible d’être utiliser pour les installations mécanique ou autre types d’installation.

Figure 4.23 : Type de structures plissées

4.5.3.3 Voûtes autoportantes Sous le nom de voûtes autoportantes, on désigne spécialement les voûtes cylindriques comportant des tympans rigides et fonctionnant comme des poutres portant dans le sens des génératrices. Dans cette solution, la voûte entière constitue une poutre de section annulaire incomplète. Sur le plan pratique :

L = 2 à 5 l

H = 1/8 à 1/12 L

Figure 4.24 : Voûtes autoportantes

Courbure maximale rayon R ≤ 12 m.

Remarque : on peut utiliser également d’autres types de coques autoportantes (à double courbure par exemple), souvent préfabriquées, leurs exécution fait le plus souvent appel au béton précontraint.

- 70 - Chapitre – IV – Structure spatiale

4.5.3.4 Toitures à double courbure Les toitures à double courbure se sont des couvertures en paraboloïde ou en hyperboloïde inventé vers 1934 par l’ingénieur français Aimont. Ces toitures résultent de la translation d’une parabole à courbure vers le bas sur une parabole à courbure vers le haut. La différence de hauteur H entre les deux points hauts et les deux points bas d’une coque paraboloïde ou hyperboloïde doit être la plus grande possible. En pratique : H ≥ 1/15 L

Figure 4.25 : Toiture à double courbure

Pour les éléments en béton armé et en bois, l’épaisseur d’une coque est : 30 à 60 mm pour une portée L = 30 à 40 m Exemples :  Centre d’information à Bruxelles (Belgique).  Eglise de Monterey (Mexique) : Longueur = 56 m et la Hauteur = 22 m. Remarque : Quoique économique en matériaux, les toitures à double courbure sont des constructions difficiles, souvent leurs coffrage est très difficile d’où un prix de revient très élevé. D’autre part leur calcul n’est pas à la porté de n’importe quel ingénieur cela demande une bonne expérience dans le calcul des ouvrages complexes.

- 71 - Chapitre – IV – Structure spatiale

4.5.4 Les coques minces de révolution à axe vertical 4.5.4.1 Généralité sur les coupoles Dans notre aire les coques minces de révolution à axe vertical ont trouvé leur application dans des divers domaines de la vie, des coupoles des lieux de culte (la mosquée d’El Aksa), coupole des marchés publics (marché central de Sidi Bel Abbes), coupole de salle de sport (Salle Harcha à Alger) et dans d’autres applications. Les coques minces de révolution à axe vertical sont souvent utilisées en couverture de surface sans point d’appui intermédiaires (les grandes surfaces, les silos, les cheminées, les réservoirs, les châteaux d’eau). La configuration dépond dans une large mesure des types de surfaces de révolution (Figure 4.26).

Figure 4.26 : Type de surfaces de révolution

4.5.4.2 Etude des coupoles La forme la plus simple et la plus pure de surfaces à double courbure est la coupole sphérique, qui présente l’avantage d’avoir la surface minimale pour le volume englobé. En partant de l’arc parabolique, on crée la coupole parabolique de révolution. L’étude des coupole débute en fonction du type de coupole, les deux principales dimensions sont a la distance libre entre points d’appuis et h la hauteur de la coupole appelée aussi flèche de la coupole. En principe, selon sa flèche, la coupole se présente sous trois formes principales en plan: coupole surbaissée (figure 10.11a), coupole cintrée (figure 10.11b) ou coupole surhaussée (figure 4.27c).

- 72 - Chapitre – IV – Structure spatiale

h > a/2 h = h < a/2 a/2 a a a

(a) : coupole surbaissée (c) : coupole surhaussée

(b) : coupole cintrée

Figure 4.27 : Forme de coupole selon la flèche

Pour des raisons pratiques, dans les ouvrages on a souvent recours à des couvertures en forme de coupoles sphériques ou ellipsoïdales, dont quelques unes ont des dimensions importantes. Certaines coupoles sphériques sont en plein centre, mais la plupart des coupoles sont surbaissées, la pente de la tangente à la surface moyenne ne dépassant pas 30 % (soit 3 m tous les 10 m). 0.4.3 Les méthodes de calcul des coupoles à révolution Deux méthodes de calcul sont envisageables dans le cas des coupoles à révolution : 1. Méthode de la membrane : calcul de la coque sans flexion, 2. Méthode de déformation : calcul de la coque avec flexion.

Figure 4.28 : Méridiens et parallèles dans une coque à révolution

1. Méthode de la membrane Hypothèses : on suppose que la coque est suffisamment mince pour ne pas être soumise à des moments de flexion.

- 73 - Chapitre – IV – Structure spatiale

En raison de la symétrie géométrique de la coque et la symétrie des charges appliquées : . les contraintes σθ sont identiques sur une même parallèle, . les contraintes tangentielles sont nulles. σ : contrainte normale parallèle à un méridien, σθ : contrainte normale parallèle à une parallèle. a) Méthode analytique La méthode analytique consiste à écrire l’équilibre d’un rectangle curviligne, ce qui conduit à un système de deux équations différentielles que l’on intégrera pour trouver les valeurs des contraintes. b) Méthode directe La méthode directe est une méthode plus pratique, qui prend en compte toute la partie qui se trouve au dessus du plan parallèle étudié. 2. Méthode dite de déformation Le calcul de la coque avec flexion suppose que la coque de révolution soit complète ou indéfinie, sinon il faut que les réactions d’appui et les conditions d’encastrement ne fassent pas obstacle aux déformations de la coque. La présence d’une ceinture dans la coupole introduit une anomalie de structure responsable d’une modification de l’état de contrainte dans les membranes, cette anomalie est due aux deux déformations de la coque et de la ceinture qui ne sont pas égaux ni compatibles. Cette situation introduit des flexions, les flexions sont de plus en plus importantes tout en s’approchant de la zone voisine de la ceinture. La méthode consiste à déterminer l’ensemble des sollicitations dans les éléments (N, Nθ, M, Mθ). L’exemple de la complexité d’un tel ouvrage est perceptible dans le panthéon (Paris). Les dimensions du dôme du Panthéon sont extraordinaires tant par leur géométrie que par leur épaisseur. Son diamètre intérieur est de 43 mètres, un peu moins qu’un grand bassin de piscine. Son épaisseur minimale au bord de son lanternon, donc en haut, est de 61 cm ; son épaisseur maximale à la base est de 7,20 m, plus large qu’une salle de classe.

- 74 -

Les Fondations Profondes

Chapitre – V – Les fondations profondes Les fondations profondes La paroi moulée constitue à la fois:  Un soutènement pour les ouvrages d’infrastructure  Une fondation profonde pour les ouvrages en superstructure Des pieux forés sous boue jointifs ou sécants ont d’abord été utilisés pour confectionner des murs. Mais des problèmes de déviations entre forages se posaient. Des pieux forés rectangulaires (= barrettes) ont alors été utilisés. Une succession de barrettes jointives permet de réaliser une enceinte étanche. Les parois de l’excavation servent de coffrage. Un coffrage d’extrémité dans chaque barrette permet la réalisation de joints. Principe déréalisation L’excavation des panneaux de paroi moulée est réalisée sous boue (bentonite) qui assure la stabilité de la tranchée Une sur-hauteur de boue de 1,00 / 1,50 m par rapport au niveau de la nappe est nécessaire pour garantir la tenue des parois de l’excavation Grandes profondeurs possibles (record > 100 m) Outils : benne libre, kelly hydraulique, kelly hydraulique suspendu et en cas de terrains durs trépans ou fraise hydraulique (cutter) Murets-guides

Figure 5.1 : ……………………………………

 Permettent : L’implantation des parois. La stabilité du terrain en tête soumis au battement de la boue. La suspension des cages d’armatures. L’appui pour le positionnement puis l’extraction des coffrages d’extrémités.  Dimensions : h = 0,80 m x e = 0,30 m mini pur chacun des murets.

- 76 - Chapitre – V – Les fondations profondes

Équipement du panneau

 Mise en place des coffrages d’extrémité (tubes-joints ou palplanches avec ou sans water-stop)  Mise en place de la ou des cage(s) d’armatures (chaque cage pouvant être constituée de plusieurs éléments)  Mise en place des tubes-plongeurs

- 77 - Chapitre – V – Les fondations profondes

Bétonnage du panneau

 Tube-plongeur maintenu au moins 2 m dans le béton, mais pas plus de 8 m.  Béton fluide : slump 18 environ  Si tubes-joints, leur extraction a lieu 3 ou 4 h après bétonnage  Si palplanches et water- stop, extraction lors du forage du panneau adjacent

- 78 - Chapitre – V – Les fondations profondes

Les joints entre panneaux  La jonction entre deux panneaux (joints) se fait:  Dans le cas des forages de type «primaire/secondaire », par des tubes ou des palplanches ordinaires. Le décoffrage se faisant par des extracteurs 3 h après le bétonnage.  Dans le cas des forages de type « continus » par des palplanches permettant également le montage de water-stop.  Le décoffrage se faisant lors du forage du panneau suivant. Différents types de joints

- 79 - Chapitre – V – Les fondations profondes

Schéma des joints avec water-stop

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Phénomènes sismiques et leur prise en charge dans les constructions

Chapitre –VI–Phénomènes sismiques et leur prise en charge dans les constructions Phénomènes sismiques et leur prise en charge dans les constructions : De nombreux retours d’expérience nous ont appris que les ouvrages bien contreventés et réalisés s’étaient comportés correctement vis-à-vis des séismes, alors qu’ils n’avaient été dimensionnés que pour résister aux charges verticales ou à la limite au vent extrême. Lors des anciens tremblements de terre (1940-1960) les dommages d’une majeure partie de bâtiments en béton armé de plus de 10 étages, avaient été limités grâce au soin particulier apporté aux détails et notamment aux nœuds des portiques. A l’inverse, des séismes récents ont révélé des points faibles des assemblages. Ils ont montré que certains éléments de structures en béton bien ferraillés dans le sens longitudinal avaient eu un comportement fragile du fait de pauvreté des dispositions constructives, par défaut:

- D’ancrage des armatures; - De confinement du béton; - De transmission d’un couple dans les jonctions poteaux-poutres. Ces ouvrages comportaient des maillons faibles, qui ont conduit à leur effondrement. Cette observation est valable pour tous les types de matériaux etd’ouvrages. Il est donc important que les prescriptions réglementaires soient traduites par des dessins de détails corrects et convenables. Il convient de rappeler que le respect des exigences fondamentales attribuées aux ouvrages de génie civil en cas de séisme (protection des vies humaines, limitation des dommages et opérabilité des structures de premier ordre pour la protection civile) nécessite de considérer l’ensemble des aspects suivants avec le même niveau d’importance:

- La détermination de l’aléa sismique susceptible de se produire dans une zone sismique; - La détermination des mouvements sismiques de dimensionnement des ouvrages de génie civil et les exigences à satisfaire;

- La conception d’ensemble et les dispositions constructives propres à conférer aux ouvrages le comportementattendu. La conception des ouvrages doit assurer à l’ouvrage une capacité de dissipation d’énergie suffisante, sans réduction sensible de sa résistance

- 82 - Chapitre –VI–Phénomènes sismiques et leur prise en charge dans les constructions Globale sous l’effet des charges horizontales et verticales. Une résistance adéquate des éléments structuraux principaux de l’ouvrage doit être assurée, alors que les demandes de déformations non linéaires dans les zones critiques doivent être compatibles avec la ductilité globale considérée. A cet effet, les règles parasismiques laissent aux décideurs le choix entre trois classes de ductilité, appelées DCL (classe de ductilité limitée), DCM (classe de ductilité moyenne) et DCH (classe de haute ductilité). La classe DCL est réservée aux zones de faiblesismicité. Ouvrages en acier La conception des structures métalliques se résume pratiquement à celle des assemblages. En effet, si généralement les structures en acier manifestent un comportement plutôt favorable vis-à-vis des actions sismiques, à la fois les essais en laboratoire et les retours d’expérience mettent en évidence que les grandes qualités intrinsèques du matériau acier en matière de ductilité et de comportement dissipatif, peuvent être très gravement amoindries, voire annihilées, dune part, par l’apparition de phénomènes d’instabilité, d’autre part, au niveau des assemblages par des détails constructifs, mal conçus ou insuffisamment soignés lors de leurs exécution. Au fil du développement des techniques de construction et des moyens de simulation et de calcul disponibles pour aborder les dimensionnements, la pratique s’est progressivement installée, afin, d’ajuster la résistance des assemblages aux efforts qu’ils doivent transmettre dans les différentes situations codifiées de calcul, plutôt qu’aux capacités des éléments assemblés. Vis –à-vis des actions habituelles convenablement évaluées, cela ne pose en principe pas de problème particulier. Par contre, en cas de séisme, le niveau et la complexité des sollicitations dans les structures sont plus difficilement maîtrisés, conduisant à révéler rapidement les points les plus faibles de la construction. Il est alors logique que, dans les structures métalliques modernes, les premières plastifications apparaissent plutôt dans les zones d’assemblage que dans la partie courante des barres. Il en découle toute l’importance que revêtent à la fois une conception et un dimensionnement adaptés et une exécution soignée de ces assemblages. L’expérience acquise en matière de fatigue sous chargement cyclique des structures métalliques, a depuis longtemps mis clairement en évidence l’influence déterminante sur la résistance, les opérations classiques de mise en œuvre de l’acier telles que l’oxycoupage, le cisaillage, le perçage, l’usinag et bien entendu le soudage ; toutes opérations qui intéressent en premier lieu les zones d’assemblage. Le soudage est particulièrement mis en cause : Il occasionne une altération métallurgique toujours sensible du matériau de base, introduit des contraintes résiduelles importantes par refroidissement non uniforme des pièces

- 83 - Chapitre –VI–Phénomènes sismiques et leur prise en charge dans les constructions et finalement initie des processus de dégradation par des micro-fissures qui propagent sous l’effet des variations de contraintes. De plus, un facteur aggravant est presque toujours présent dans les zones d’assemblages, sous la forme de changements brusques de géométrie des sections, occasionnant des concentrations sévères de contraintes. Les codes privilégient pou l’instant délibérément l’hypothèse où les assemblages présentent un excès de résistance par rapport aux éléments assemblés, ce qui les prémunit contre des plastifications significatives. En d’autres termes, ils requièrent que la dissipation d’énergie soit recherchée sur le cours des éléments et non au droit de leurs assemblages. Ductilité Des Zones Dissipatives Dans Les Barres Classes De Ductilité La hiérarchisation entre les différentes dispositions constructives se fonde essentiellement sur l’importance du coefficient de comportement q recherché :

- Pour q≤2, on peut se limiter à des dispositions constructives minimales, - Pour q≥4, les exigences les plus sévères doivent être adoptées. On pourra retenir la correspondance suivante, pour les structures en portique:

- DCL q≤2 - DCM 24 EXIGENCE SUR LES MATERIAUX Acier de construction

- 84 - Chapitre –VI–Phénomènes sismiques et leur prise en charge dans les constructions

Les nuances d’acier du tableau suivant sont recommandées.

Aciers de construction laminés à chaud Profilscreux de construction Normes EN10025-2 EN10025-3 EN10025-4 EN10210-1 EN10219-1

S235H S235H

S275 N/NL S275 M/ML S275H S275H S235 S355 N/NL S355 M/ML S355H S355H S275 S420 N/NL S420 M/ML S275 NH/NHL S275 NH/NHL- S275 MH/MHL

Nuances d’acier Nuances S355 S460 N/NL S460 M/ML S355 NH/NHL S355 NH/NHL- S355 MH/MHL S420 NH/NHL S420 NH/NHL- S420 MH/MHL S460 NH/NHL S460 NH/NHL- S460 MH/MHL

Choix de la qualité de l’acier Dans le domaine particulier des sollicitations sismiques, et dans l’esprit des normes :

- NF EN 1993, Partie 1-10 «calcul des structures en acier : choix des qualités d’acier vis-à- vis de la ténacité et des propriétés dans le sens de l’épaisseur »;

- XP P 22-311-C-Eurocode 3 : «calcul des structures en acier » et Document d’application nationale, Partie1-1 : « règles générales et règles pour les bâtiments », annexe C : calcul de la résistance à la rupture fragile Recommandation sur la ténacité et les épaisseurs maximales admissibles L’acier des éléments des zones dissipatives doit avoir une ténacité minimale à la rupture fragile suivant le tableau suivant, en sus des exigences relatives aux ELU. Ce tableau fait appel à la notion de classe de ductilité de la structure définie au paragraphe précédent.

- 85 - Chapitre –VI–Phénomènes sismiques et leur prise en charge dans les constructions

structure Classe de Qualitéd’acierre Epaisseurmaxima ductilité dela commandée le admissible de structure pour la ténacité la minimale tôle(b) (mm) Structure DCL - - extérieure Altitude(c) H<500m DCM J0 t≤30 J2 30

 Notes Propriétés dans le sens de l’épaisseur

Le présent paragraphe s’applique :

- Aux semelles des poteaux sur lesquelles sont directement soudées les semelles despoutres, - Aux platines d’about despoutres. On doit s’assurer de l’absence de défauts par contrôle aux ultrasons. Le contrôle porte au minimum sure une zone de dimension l≥max (3tfb, 50mm) de part et d’autre de l’emplacement où est réalisé la soudure. Cette disposition s’applique pour les structures de classe de ductilité :

-MOYENNE (DCM), si les éléments visés ci-dessus sont d’épaisseur tfcou tp≥30mm;avec:tfb:épaisseurdelasemelledelapoutre,tfc:épaisseurdela semelle du poteau ; tp : épaisseur de laplatine

86 Chapitre –VI–Phénomènes sismiques et leur prise en charge dans les constructions

Figure 5.1 : jonction poutre-poteau

Matériaux de soudage Produit d’apport Dans le cas d’utilisation d’électrodes enrobées, il est recommandé d’utiliser des électrodes avec enrobage basique pour les structures à haute ductilité (DCH). Exigences supplémentaires Résistance,allongementetrésilience Les soudures des assemblages situés en zone dissipative ou au voisinage de zones dissipatives doivent présenter des caractéristiques mécaniques au moins égales à celles du métal debase. Ces caractéristiques mécaniques sont : la limite d’élasticité, la résistance ultime en traction, l’allongement à la rupture et, si nécessaire l’énergie minimale de rupture mesurée sur éprouvette Charpy V(résilience)

Niveau d’hydrogène diffusé

 Teneur d’hydrogène diffusé inférieure à 10ml pour 100g de métal fondu

 PROFILES LAMINES

 POUR LES POUTRES

 les poutres dissipatives doivent répondre aux exigences codifiées des classes desection.

 Il convient de disposer des maintiens latéraux pour les poutres susceptibles de présenter des rotules plastiques, au droit de cesrotules, et également en partie courante pour les prémunir contre le risque de déversement.

87 Chapitre –VI–Phénomènes sismiques et leur prise en charge dans les constructions

Pour les poteaux

 Les poteaux dans lesquels peuvent exceptionnellement se former des rotules plastiques doivent relever de la classe de sectionappropriée.

 POUR LES DIAGONALES DE CONTREVENTEMENT  L’élancement réduit de flambement h doit rester dans les limites fixées par lesrègles.

 PROFILS RECONSTITUES SOUDES POUR LES POUTRES  TYPE DE SOUDUREAME-SEMELLE

 Les soudures doivent être continues dans les zones dissipatives et sur une longueur égale ou supérieure à deux fois la hauteur du profilé de part et d’autre de la zone dissipative;

 Les soudures peuvent être des soudures à pleine pénétration ou des cordons d’angle symétriques. La taille des cordons doit reconstituer la section de l’âme;  Il n’y a pas d’exigence particulière sur les valeurs de ténacité de soudures utilisées tant qu’elles résistent aux seuls efforts de cisaillement longitudinal. POUR LES POTEAUX Type de soudure âme-semelle des poteaux de portique :

 Les soudures doivent être continues dans les zones dissipatives et au voisinage et au voisinage de celles-ci sur une longueur supérieure ou égale à la hauteur de la section du poteau de part et d’autre de la zone dissipative;  En cas d’absence de raidisseurs transversaux dans les zones des assemblages poteau- poutre, les soudures doivent être continues et à pleinepénétration.  En présence de raidisseurs transversaux dans les zones des assemblages poteau-poutre, les soudures peuvent être ou des soudures à pleine pénétration ou des soudures d’angle impérativement symétriques et continues de chaque coté del’âme.

88 Chapitre –VI–Phénomènes sismiques et leur prise en charge dans les constructions

Figure 5.2 : zone de soudure

Pour les diagonales de contreventement  L’élancement réduit h doit rester dans les limites fixées par les règles.

PIECES A TREILLIS

Pour les pièces à treillis utilisées dans les portiques, les règles actuelles n’apportant pas de précision, on se limitera à la classe DCL (q≤2) sauf étude particulière validée scientifiquement. Pour les pièces à treillis conçues comme dissipatives dans les plans horizontaux du contreventement principal, on appliquera les mêmes dispositions que pour les systèmes de triangulation verticaux. Affaiblissement de section

Les sections des semelles de la poutre sont réduites à distance de l’assemblage de telle sorte que la plastification se produise dans cette partie de la poutre sous l’effet d’un moment de flexion inférieur au moment résistant de l’assemblagepoteau-poutre. L’affaiblissement de la section dans ce cas joue le rôle de fusible. La sur-résistance de l’assemblage est vérifiée à partir du moment de résistance plastique de la section affaiblie en tenant compte du transfert de l’effort tranchant depuis cette section jusqu’à l’assemblage.

- 89 - Chapitre –VI–Phénomènes sismiques et leur prise en charge dans les constructions

On aucun cas on ne doit procéder à un affaiblissement de section dans un poteau.

Figure 5.3 : affaiblissement de la section de la poutre

Les dimensions de la zone affaiblie sont données par le schéma ci-dessous.

A=(0.50 à 0.75)bfbb=(0.65 à 0.85) hb c≤0.25 bfb

Avec : bfblargeur de la semelle de la poutre, hbhauteur de la poutre et c profondeur de la coupe. RENFORCEMENT DE LA SECTION PAR JARRET La plastification de la poutre peut également être reportée à l’extrimité d’un jarret obligatoirement boulonné ou soudé sur la smelle du poteau et sur la semelle de la poutre. PERCAGE, OUVERTURES, GRUGEAGES Il est interdit d’effectuer des perçages dans les zones traitées par un affaiblissement de section.

90 Chapitre –VI–Phénomènes sismiques et leur prise en charge dans les constructions Lunules en vue du soudage dans les poutres en profilé laminé et en profilé reconstitué soudé Fabrication

La lunule (voir figure ci-après) peut être faite par perçage et sciage ou coupage thermique.

Figure 5.4 : lunule dans la poutre

BOULONNAGE AU VOISINAGE DES ZONES DISSIPATIVES Ce paragraphe concerne les boulons ordinaires normaux, tiges filetées, boulons calibrés, boulons HR ou autres produits similaires destinés à être précontraints, utilisés dans des assemblages situés dans le voisinage des zones prévues comme dissipatives dans la conception anti sismique de la structure. CONCEPTION Les assemblages boulonnés situés au voisinage des zones dissipatives sont établis en utilisant l’une des deux solutions suivantes :  Des boulons précontraints dans des assemblages travaillant soit en frottement jusqu’à l’état limite ultime, soit en extension avec traction des boulons;  Des boulons ordinaires non précontraints dits (plein trou) travaillant en cisaillement.  Il convient de tenir compte des recommandations suivantes afin de privilégier les comportements les plus ductiles :  Pour les assemblages avec boulons ordinaires sollicités perpendiculairement à leurs axes, la résistance doit de préférence être gouvernée par la pression diamétrale sur les pièces plutôt que par la résistance au cisaillement des boulons eux-mêmes. (respecter les dispositions constructives)  Pour les assemblages comportant des boulons sollicités suivant leurs axes, la résistance doit de préférence être gouvernée par la tenue en extension des pièces de liaison plutôt que par la résistance en traction des boulonseux-mêmes.  La résistance des sections nettes des pièces tendues comportant des perçages doit être établie par référence à la limite d’élasticité de l’acier et non à sa limite derupture. CHOIX DES BOULONS Dans le choix des boulons, lorsque la résistance de l’assemblage est gouvernée par celle des boulons eux-mêmes, il convient de privilégier les classes de qualité offrant un allongement à rupture au moins égale à 12% tels que les classes : 4.6 ; 5.6 et 8.8.

- 91 - Chapitre –VI–Phénomènes sismiques et leur prise en charge dans les constructions EXEMPLES

Figure 5.5 : classes de structure

Figure 5.5 : détail d’assemblage détails des soudures des raidisseurs transversaux dans les poteaux

Figure 5.6 : Soudure de raidisseur transversal sur l’âme et les semelles d’un poteau

- 92 - Chapitre –VI–Phénomènes sismiques et leur prise en charge dans les constructions

Repérage des détails de soudure Figure 5.7 : Détails de soudure de raidisseur transversal sur la semelle du poteau

Figure 5.8 : Détail de soudure de raidisseur transversal sur l’âmedu poteau.

.

- 93 - Chapitre –VI–Phénomènes sismiques et leur prise en charge dans les constructions

Figure 5.9 : Soudure d’angle ou soudure en bout Si cette disposition est associée à des raidisseurs transversaux, alors : - Les doublures d’âme sont limitées à la hauteur de la poutreincidente. - Les raidisseurs horizontaux doivent être réalisés de façon à éviter le risque de corrosion du volume délimité (volume étanche dans le cas d’une ossatureextérieure).

- 94 - Chapitre –VI–Phénomènes sismiques et leur prise en charge dans les constructions

Figure 5.10 : soudure d’angle et soudure pleine pénétration

- 95 - Chapitre –VI–Phénomènes sismiques et leur prise en charge dans les constructions Chapitre6 : Ouvrages en béton

Présentation

Le présent chapitre relatif aux ouvrages de génie civil en béton armé s’appuie essentiellement sur les règles Algériennes de béton armé CBA90 et les règles parasismiques Algériennes RPA2003. En premier lieu, est effectué un rappel du type de comportement sismique (élastique, ductile) des ouvrages en béton armé qui dépend de la conception et des dispositions particulières, d’une part, pour éviter des ruptures fragiles, d’autre part, pour obtenir une capacité des éléments structuraux à dissiper l’énergie. Ensuite, pour les bâtiments et les ponts, sont explicitées les conditions et les dispositions constructives adaptées à la classe de ductilité locale des éléments structuraux du système de contreventement. Après un rappel des prescriptions et recommandations réglementaires, des schémas de principe décrivent les dispositions constructives (disposition du ferraillage longitudinal et transversal) des éléments structuraux. Ces schémas ont pour objectif d’être des éléments d’aide au concepteur pour la réalisation des études d’exécution ; ils permettent une lecture visuelle des prescriptions réglementaires. Ils ne dispensent en aucun cas, le technicien concepteur d’effectuer, selon les règles, les calculs de dimensionnement des différents éléments structuraux d’unouvrage. Comportement sismique des structures en béton armé- notion de ductilité comportement élastique / comportementductile

Les règlements parasismiques actuellement en vigueur dans les différentes régions sismiques du globe (USA, japon, nouvelle Zélande, Europe…) proposent généralement, pour les constructions en béton armé, de choisir ente deux types de comportements sous sollicitations sismiques. Le premier type de comportement, dit élastique, conduit à dimensionner la structure de telle sorte que les matériaux qui la composent restent dans leur domaine élastique linéaire de comportement sous l’effet de l’action sismique de référence. Ce type de comportement est particulièrement adapté dans les zones de faible sismicité car il permet de simplifier les calculs de dimensionnement et garantit que l’ouvrage restera mécaniquement intact à la suite d’un ouplusieurs séismes.

96 Chapitre – VI – Phénomènes sismiques et leur prise en charge dans les constructions

En revanche, pour des zones de sismicité modérée à forte, le choix de ce type de comportement peut conduire, compte tenu des efforts sismiques mis en jeu, à un surdimensionnement des ouvrages, en regard des exigences requises. Toutefois, pour ces zones un choix de comportement élastique peut se justifier dans le cas d’ouvrages de première nécessité (hôpitaux, centres de secours, centres de télécommunication, aéroport, ponts, etc.) essentiels pour l’organisation et la circulation des secours, ou lorsque la résistance de l’ouvrage est assurée par des dispositifs spéciaux (appuis parasismiques,amortisseurs). Le deuxième type de comportement, dit ductile, conduit à dimensionner la structure de telle sorte que les matériaux qui la constituent subissent des incursions répétées dans leur domaine non linéaire (post élastique ou plastique) au cours d’un séisme de référence. Ces incursions maîtrisées, conduisent à une dissipation importante de l’énergie sismique et par conséquent permettent une réduction et un écrêtage des efforts mis en jeu et donc des coûts de construction. La conception associée à ce comportement est aujourd’hui la plus largement répandue dans le domaine du génie parasismique. Elle est aussi celle qui induisant des dispositions constructives spécifiques concerne l’essentiel des recommandations de ce chapitre relatif au ouvrages enbéton. Un type particulier de comportement qu’on pourrait qualifier de moyennement ductile, est celui des grands voiles faiblement armés. Ce type de comportement concerne un parti constructif largement utilisé, où la dissipation d’énergie est remplacée par la transformation d’énergie résultant du soulèvement des masses lié à la fissuration des voiles peu armés et peu comprimés. Contrairement au cas des voiles dits ductiles, on ne considère pas ici de rotule en pied où se concentreraient les déformationsplastiques. principe deductilité

Le principe de ductilité représente la capacité d’une structure à se déformer de façon inélastique, sans perte significative de résistance, au cours de plusieurs cycles de déplacements. Si l’ouvrage présente une ductilité suffisante, il est réglementairement possible de tenir compte d’incursions dans le domaine plastique par le biais d’une réduction des efforts de dimensionnement linéaires (divisés par un coefficient de comportement q>1) sans mettre en cause la stabilité un séisme donné. Les incursions dans le domaine fortement plastique des matériaux conduisent par ailleurs à une importante dissipation d’énergie parcycles d’hystérésis (fig. 6.1) ainsi qu’à un assouplissement global de nature à décaler la période propre de vibration de la structure par rapport à la tranche fréquentielle la plus agressive du spectre sismique deréponse.

- 97 - Chapitre – VI – Phénomènes sismiques et leur prise en charge dans les constructions

Figure 6.1 : Dissipation d’énergie parhystérésis

En contrepartie, il convient de noter que ce principe de conception, qui admet des incursions dans le domaine du comportement plastique des matériaux, est associé à un certain niveau d’endommagement. Ce niveau doit être compatible avec le respect des fonctions que l’ouvrage doit assurer. Si les dispositions constructives adéquates dont la description est l’objet de ce chapitre sont correctement mises en œuvre, les dommages seront limités et affecteront essentiellement les zones susceptibles d’être le siège de rotules plastiques généralement localisées aux extrémités des éléments structuraux dans le cas des bâtiments et en pied de piles dans le cas des ponts (voir photo fig.6.2)

Figure 6.2 : Formation de rotule plastique en pied de pile

Le principe de ductilité est fondé sur le fait qu’au cours d’un séisme donné, les déplacements obtenus lorsque la structure se plastifie sont du même ordre que ceux que l’on obtient par l’analyse élastique(hypothèsed’isodéplacement). La sollicitation sismique se traduit en termes de déformation. On peut alors opter pour un comportement plastique (non linéaire) des matériaux, ce qui permet de diviser les efforts issus de l’analyse élastique par un coefficient q, dit de comportement, dont la valeur est fonction de la capacité de déformation de l’élément considéré. Les efforts engendrés dans la structure se trouvent donc écrêtés à la valeur du plateau plastique.

- 98 - Chapitre – VI – Phénomènes sismiques et leur prise en charge dans les constructions

Figure 6.3 : principe du coefficient de comportement

Dimensionnement en capacité Le principe de conception ductile s’accompagne généralement du concept de dimensionnement en capacité. Ce concept qui permet de protéger les sections a priori non ductiles de l’ouvrage peut être décrit simplement par le schéma de la figure 6.4.

Figure 6.4 : Principe du dimensionnement en capacité.

Sur la figure 6.4, on remarque que quelle que soit la force F appliquée, l’effort dans les maillons verts sera limité à la valeur du palier plastique F2 du chainon ductile (rouge). Il suffit alors de dimensionner ces maillons pour une force F1=ɣ0.F2 où ɣ0 est appelé coefficient de surcapacité et où F2 correspond non pas à la valeur de dimensionnement mais aux dispositions réellement mises en œuvre.

En considérant par analogie que la force F représente l’action sismique, que la chaine symbolise l’ensemble de la structure et que le maillon ductile correspond aux zones de rotules plastiques dimensionnées à partir d’un coefficient de comportement, le concept de dimensionnement en capacité conduit alors quel que soit le niveau de séisme envisagé, à des efforts dans les différentes sections de l’ouvrage n’excédant pas une certaine valeur qui dépend uniquement des caractéristiques intrinsèques de la structure (palier plastique des rotules) . Ce principe est particulièrement intéressant en conception parasismique, compte

- 99 - Chapitre – VI – Phénomènes sismiques et leur prise en charge dans les constructions tenu des incertitudes liées à la nature même des sollicitations. Il permet, par ailleurs, de maîtriser l’endommagement, tant du point de vue de sa localisation (zones de rotules plastiques préalablement déterminées) que de son mécanisme (mécanisme de flexionprivilégié). PRINCIPES GENERAUX DE CONCEPTIONDUCTILE Confinement dubéton Sous l’effet d’une charge de compression, le béton à tendance à se dilater sur les cotés. Le ferraillage transversal empêche dans une certaine mesure se gonflement et confine le béton selon un état de contrainte tridimensionnel. La pression de confinement est proportionnelle à la contrainte de traction dans les cadres transversaux, qui augmente avec la déformation en gonflement du béton. Ce confinement peut être qualifié de passif, étant donné qu’en l’absence de gonflement latéral du béton, aucune contrainte de confinement n’est observée dans les armaturestransversales.

Figure 6.5 : Modélisation de la pression de confinement

Le confinement du béton est d’autant plus efficace que les cadres sont rapprochés ou peu espacés longitudinalement. L’efficacité du confinement dépend de la typologie ou conception du détail (fig. 6.6).

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Figure 6.6 : Différentes typologies de confinement

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