batiment bois parasismiques f

8/9/2019 Batiment Bois Parasismiques f

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SIA SGEB usic HEV Schweiz Lignum

Documentation technique de Lignum

Bâtiments en boisparasismiques de

plusieurs étages


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2 Bâtiments en bois parasismiquesde plusieurs étages

Cette publication a pu voir le jour grâce au soutien du Fonds pour lesrecherches forestières et l’utilisation

du bois, ainsi qu’à l’Office fédéral del’environnement (OFEV) dans lecadre du Plan d’action bois.

Partenaires du projet

SIA Société suisse des ingénieurs etdes architectesSGEB Société suisse du génieparasismique et de la dynamique desstructuresusic Union Suisse des Sociétésd’Ingénieurs-ConseilsHEV Hauseigentümerverband Schweiz

Auteurs

Roland Brunner, LignumPirmin Jung, Pirmin Jung Ingenieurefür Holzbau AGRené Steiger, Empa, Abteilung HolzThomas Wenk, WenkErdbebeningenieurwesen undBaudynamik GmbHNiklaus Wirz, Pirmin Jung Ingenieure

für Holzbau AG

Relecture technique

Andrea Bernasconi, heig-vd/HES-SOAlessandro Dazio, ZurichKonrad Merz, merz kley partner

Image de couverture

L’arrière-plan présente la carte desquatre zones d’aléa sismique de lanorme SIA 261 (2003). Le premier plan montre le spectre de réponse del’accélération de la composante N-Sdu séisme du Frioul en Italie (1976) enfonction de la période T [d’après 12].

Page 3 1 Introduction4 2 Bases

2.1 Origine et effets des tremblements de terre

2.2 Aléa sismique2.3 Spectres de réponse2.4 Réduction du risque sismique par des mesures constructives

13 3 Analyse structurale et dimensionnement 3.1 Analyse structurale3.2 Dimensionnement3.3 Forces d’ancrage des éléments non porteurs3.4 Joints et distances entre les bâtiments

30 4 Concept ion parasismique4.1 Principes de la conception parasismique4.2 Propriétés du matériau bois4.3 Assemblages4.4 Liaisons et ancrages4.5 Parois de stabilisation dans la construction en bois4.6 Rigidité de différents systèmes de construction en bois

47 5 Exemple d’application5.1 Bases de calcul5.2 Prédimensionnement de la stabilisation horizontale5.3 Construction choisie sur la base du prédimensionnement5.4 Rigidité horizontale de la structure5.5 Période de vibration fondamentale de l’ensemble de la structure5.6 Calcul des efforts intérieurs des parois5.7 Méthode du spectre de réponse5.8 Vérifications5.9 Conclusion

103 6 Aides de dimensionnement 6.1 Rigidité des éléments de construction en ossature bois

6.2 Prédimensionnement des parois porteuses6.3 Calcul des déplacements d’étages

122 7 Sources d’information7.1 Littérature et normes7.2 Littérature complémentaire7.3 Sources d’information en Suisse relatives aux séismes7.4 Soutiens du projet

Table des matières


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1 Introduction

Les progrès accomplis dans le domaine des ou-vrages à plusieurs niveaux et les dispositions para-sismiques actuelles des normes SIA posent la ques-

tion de la sécurité parasismique dans la constructionen bois (figures 1 à 4). Cette publication offre à l’in-génieur une référence et un soutien lors de laconception d’ouvrages en bois parasismiques. Lesnormes de structures SIA 260–267 de l’année 2003se fondent sur les Eurocodes, tout en les adaptantau contexte suisse. Ces normes constituent la basede la documentation en ce qui concerne sa struc-ture, son contenu et les notions développées [1].Les chapitres d’introduction Bases ainsi qu’Analyse structurale et dimensionnement donnent un aperçude la thématique ‹séisme› et de sa transpositiondans les normes de structure de la SIA. Dans le cha-pitre 4 Conception parasismique , les fondementsd’une conception parasismique économique desouvrages sont présentés, en les orientant plus parti-culièrement vers les ouvrages en bois de plusieursétages. Si les règles de la construction parasismiquesont respectées, la vérification de la sécurité en casde séisme ne requiert pas de moyens supplémen-taires. Pour des bâtiments existants, il faut observer les critères d’évaluation basés sur le risque selon lecahier technique SIA 2018 (2004).La partie centrale de la documentation est consti-tuée par le chapitre Exemple d’application , dans le-quel chaque étape de la conception, du calcul et dudimensionnement est présentée en prenant pour

exemple un bâtiment en bois de quatre niveaux.Pour la structure de l’exemple d’application, un typede structure D, particulièrement ductile, a été choisi.Celui-ci a été introduit dans les normes SIA enmême temps que le concept du comportement duc-tile de la structure porteuse. Un procédé simple estproposé pour la conception de la structure et sonprédimensionnement par rapport aux exigences de

l’aptitude au service face au vent. Les étapes del’analyse structurale et du dimensionnement sontensuite présentées de manière systématique et ex-

haustive, d’abord de manière littérale puis numé-rique.Le chapitre Aides de dimensionnement explique fi-nalement comment la rigidité globale des élémentsen ossature bois peut être calculée de manière effi-cace grâce à la théorie du flux de cisaillement, etdonne des aides de dimensionnement pour des caspratiques typiques.La connexion mécanique entre le revêtement et lesnervures/montants – dans l’exemple d’application,l’agrafage des parois en ossature – joue un rôle cen-tral dans la reprise des forces de séisme du point devue de la rigidité, de la résistance et de la ductilitéPour le concept du comportement ductile de lastructure, les règles du dimensionnement en capa-cité doivent être observées. Pour la construction enossature bois, cela signifie que la connexion méca-nique entre le revêtement et les montants est plani-fiée, conçue et dimensionnée comme domaine duc-tile sous l’action du séisme. Toutes les autres partiesde la structure porteuse (montants, revêtements,liaisons/ancrages, etc.) doivent être surdimension-nées de telle manière à ce que la plastification cy-clique des domaines ductiles lors de la sollicitationsismique puisse être assurée, et qu’il ne se produisepas de rupture fragile prématurée en dehors de ceszones.

L’exemple d’application montre que les actions sis-miques pour des bâtiments en bois de plusieursétages ne doivent pas être sous-estimées, maisqu’elles ne sont pas déterminantes dans tous les caset pour toutes les situations. A l’aide de cette docu-mentation, il est possible de développer rapidementun concept de structure parasismique économique,qui respecte également les exigences face au vent.

Figure 1: Hotel à Zoug.Architectes: EM2N Archi-tekten AG Zurich. Illustra-tion: City Garden, Zoug.

Figure 2: Groupe d’im-meubles résidentiels àLausanne, 2010. Architec-ture et modélisation:Bonhôte-Zapata archi-tectes, Genève.

Figure 3: Immeublesd’habitation à Davos;2006. Architectes: GiubbiniArchitekten ETH SIA,Bonaduz.

Figure 4: Maisons multifa-miliales à Buttisholz; 2005.Architectes: A6 Architek-

ten AG, Buttisholz.

Figure 3

Figure 4

Figure 1

Figure 2


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3 Analyse structurale et dimensionnement

3.1 Analyse structurale

Dans le cadre de l’analyse structurale, les effets des

actions déterminants (efforts intérieurs et déforma-tions) dus à la situation de projet séisme sont éva-lués à l’aide du modèle de la structure. Sur la basedes effets des actions, l’ensemble des sections cri-tiques sont ensuite dimensionnées par rapport à lasécurité structurale ainsi que, pour les bâtiments dela classe d’ouvrage (CO) III, par rapport à l’aptitudeau service. L’analyse structurale et le dimensionne-ment doivent être effectués selon les normes desstructures porteuses déterminantes selon un conceptde dimensionnement adéquat. En plus des considé-rations générales concernant, par exemple, l’élabo-ration du modèle, les développements qui suivent

se fondent sur les normes de structure de la SIA en

vigueur en Suisse (en particulier sur les normes SIA260 (2003): Bases pour l’élaboration des projets destructures porteuses [15], SIA 261 (2003): Actionssur les structures porteuses [6], SIA 265 (2003):Construction en bois [13]) et sur les documentsd’introduction relatifs [16] et [17].

L’analyse structurale et la détermination des effetsdes actions ont généralement lieu sur la base d’unmodèle de structure élastique, compte tenu des va-leurs de rigidité moyennes jusqu’au début de laplastification. La capacité de déformation plastiquesous charges cycliques est déjà prise en compte par le coefficient de comportement q qui conduit à laréduction de l’effet de l’action sismique par rapportà un spectre de réponse purement élastique. Il nepeut donc être pris en compte une seconde fois par

une redistribution plastique des efforts intérieursélastiques.Le séisme a pour effet des sollicitations dynamiqueshorizontales et verticales agissant dans un systèmeglobal comprenant le sol, le corps de fondation, lastructure porteuse et les éléments non porteurs. Lecomportement vibratoire peut être décrit par desmodèles statiques, ou par des modèles d’oscilla-teurs à une seule ou à plusieurs masses. Certainsmodèles particuliers tiennent compte de la non li-néarité dans le comportement des matériaux etdans celui de l’approche de l’amortissement (voir figure 17). Pour le calcul des efforts intérieurs etdes déformations pour les nouveaux bâtiments, laméthode simple des forces de remplacement peutêtre choisie, pour autant que les critères de régula-rité selon la norme SIA 261, chiffre 16.5.1.3 et16.5.1.4 soient respectés. Dans le cas contraire, ilfaut employer la méthode du spectre de réponse.Pour les cas spéciaux, les méthodes non linéaires,qui requièrent une capacité de calcul importante,

peuvent être appropriées. Il faut alors distinguer entre un calcul non linéaire statique et un calcul nonlinéaire dynamique. Le calcul non linéaire n’est pasdirectement adapté à des fins de dimensionnement,car la structure doit être entièrement connue avantde l’appliquer. La norme SIA 261 (2003) se limite àfournir des indications pour les méthodes linéaires,qui sont de loin les plus répandues: la méthode desforces de remplacement et celle du spectre de ré-ponse.

La méthode non linéaire statique a gagné en impor-tance ces dernières années pour la vérification de lasécurité sismique de bâtiments existants. Elle estégalement désignée comme l’analyse en pousséeprogressive (méthode du ‹Push-Over›), car elleprend en compte dans ce cas la capacité de dé-formation sous des actions horizontales, qui peutêtre mise en parallèle avec le besoin de déformationrésultant du spectre de dimensionnement (NoticeSIA 2018 (2004) [18]).


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3.1.1 Méthode des forces de remplacement Dans la méthode des forces de remplacement, laproblématique dynamique est convertie en calculstatique. L’effet du séisme est donc représenté par des ‹forces de remplacement› statiques. La périodede vibration fondamentale de l’ouvrage est la seulecomposante dynamique utilisée. Elle peut être cal-culée sur la base d’une modélisation de la structureou estimée à l’aide de formules d’approximation.

Domaine de validitéLa méthode des forces de remplacement ne donnedes résultats satisfaisants que lorsque le comporte-ment vibratoire de la construction est dominé par lepremier mode et que les modes de vibration d’ordresupérieur sont négligeables, ce qui est le cas pour des ouvrages réguliers de période de vibration fon-damentale jusqu’à 2 s. La norme SIA 261 (2003) auchiffre 16.5.2.1 limite l’utilisation de cette méthodeà de tels ouvrages. Les critères de régularité en planet en élévation sont fixés aux chiffres 16.5.1.3 et16.5.1.4 de la norme SIA 261 (2003) (voir chapi-tre 4). Les bâtiments multiétages en bois possèdentle plus souvent une rigidité horizontale inférieure

aux bâtiments en construction massive, ce qui a

pour conséquence que leur période de vibrationfondamentale peut être supérieure à 2 secondes,empêchant ainsi l’utilisation de la méthode desforces de remplacement.

Elaboration du modèle et déterminationdes forces de remplacement Dans la méthode des forces de remplacement, lastructure porteuse du bâtiment est d’abord simpli-fiée en un oscillateur multiple encastré à sa base,dont les masses sont concentrées ponctuellement àchaque étage. Cet oscillateur multiple est ensuiteremplacé par un oscillateur simple, équivalent dyna-miquement à son mode de vibration fondamental(figure 18, n° 4). L’oscillateur simple est en généraladmis encastré dans le plancher supérieur des ni-veaux souterrains. Outre de la rigidité des élémentsporteurs, il faut tenir compte de celles des assem-blages lors de la détermination de la rigidité k (voir figures 27 à 29).A l’aide de la période de vibration fondamentale T 1de l’oscillateur, la valeur spectrale de l’action sis-mique S d (T 1) peut être obtenue à partir du spectrede dimensionnement (norme SIA 261 (2003),

chiffre 16.2.4). Le calcul est effectué de manière in-

Figure 17:

Comparaison de quatreméthodes de calcul dansle cadre de l’analysestructurale.OMU Oscillateur à masse unique (simple).OMM Oscillateur multi-masses (multiple).

Propriété Méthode Méthode Calcul non Calcul non

des forces de du spectre de linéaire statique linéaireremplacement réponse dynamique

Type de modèle OMU linéaire OMM linéaire OMU non linéaire OMM non linéairedynamiqueModèle géométrique 2D 2D ou 3D 2D 2D ou 3DComportement du matériau linéaire linéaire non linéaire non linéaireType d’amortissement visqueux visqueux visqueux quelconqueMode de résonance MR 1er MR tous 1er MR non déterminantpris en comptePrise en compte supplément linéaire supplément non linéairede la torsionDéformations plastiques coefficient de coefficient de comportement comportement

comportement q comportement q non linéaire du non linéaire dumatériau matériau

Excitation du séisme spectre de spectre de spectre de déroulement dansdimensionnement dimensionnement dimensionnement le temps

Résultats efforts intérieurs efforts intérieurs besoins locaux besoins locauxet déformations et déformations de ductilité de ductilité

efforts intérieurs efforts intérieurset déformations et déformations

Condition d’application régularité aucune régularité aucuneDomaine d’utilisation nouveaux nouveaux bâtiments cas spéciaux

bâtiments bâtiments existantsComplexité faible moyenne moyenne élevée


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dépendante pour les deux directions principales de

l’ouvrage. La force de remplacement est déterminéesur la base de la relation ‹masse· accélération›. Dansla détermination de la masse, il faut tenir compte,outre des actions permanentes Gk (poids propre,poids mort), de la part quasi permanente de l’actionvariable ψ 2Qk.

(2)

Le facteur de correction λ pour tenir compte de ladifférence entre les masses modales et la massetotale dans le mode de vibration fondamental, telqu’il figure dans l’Eurocode 8, a été omis par simpli-fication dans la norme SIA 261 (2003) ( λ=1).

Détermination de la période de vibrationfondamentaleEn principe, la période de vibration fondamentaledoit être déterminée sur la base d’un modèle de lastructure avec des hypothèses réalistes pour la rigi-dité des éléments porteurs, des assemblages et desancrages. Les besoins de calcul doivent être estiméspour chaque cas particulier par rapport à l’influencede la période de vibration fondamentale sur la dé-termination des actions sismiques. Pour des bâti-ments à faible rigidité horizontale, la période de vi-

bration fondamentale correspond le plus souvent au

21

domaine d’accélération constante du spectre de di-

mensionnement (figure 16), ce qui rend superflu uncalcul précis. Pour des bâtiments multiétages enbois en revanche, la période de vibration fonda-mentale, environ 0,4 à 0,8 s selon le type de sol defondation, correspond à la portion décroissante duspectre de dimensionnement. Dans ces cas un calculplus précis est intéressant, en faisant l’hypothèse decaractéristiques moyennes de rigidité au cisaille-ment et à la flexion, de zéro à la limite de plasticitéPour les terrains mous, l’élasticité du sol peut égale-ment être prise en compte (figure 18).Pour les ouvrages en bois, la formule simplifiée d’estimation de la période de vibration fondamentale(261.38) de la norme SIA 261 (2003), qui ne fait in-tervenir que la hauteur du bâtiment, ne devrait pasêtre utilisée. En effet, elle sous-estime en règlegénérale grandement la période de vibration fon-damentale, et conduit par conséquent à des solli-citations sismiques trop élevées. Au contraire, la for-mule basée sur le quotient de Rayleigh (261.39)

(3)

permet d’obtenir des résultats exploitables, dumoins pour le prédimensionnement, et fournit unoutil efficace pour le contrôle des calculs informa-tiques. Dans ce cas, il est important que le déplace-

ment horizontal fictif du bâtiment sous les charges

2√ 1

Figure 18:Elaboration du modèledans la méthode des forcesde remplacement1 Immeuble multiétage en

bois avec terrain, niveauenterré et charges desétages

2 Modèle de l’oscillateur multiple encastré au ni-veau du sol (ligne trai-tillé)

3 Modèle de l’oscillateur multiple dans un sol defondation élastique

4 Modèle de l’oscillateur simple de période de vi-bration fondamentale T 1

₁

₄

₃

₂

₁

₄

₃

₂

ξ degré d’amortissement visqueuxa gd accélération horizontale du solm massem i masse de l’étagek constante de ressort x (t ) déplacement relatif x a(t ) déplacement absolu x g(t ) déplacement du sol

1 2 3 4


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8/25


Horizon d’encastrement

L’horizon d’encastrement peut généralement êtrechoisi dans le plan du plancher du rez-de-chaussée,s’il existe au moins un sous-sol rigide. En principe,l’horizon d’encastrement se trouve, en considérantle bâtiment de haut en bas, au droit du premier appui horizontal relativement rigide des élémentsporteurs verticaux (par exemple une dalle). Il fautdans ce cas que la dalle concernée s’appuie demanière rigide horizontalement sur les fondationsou le terrain latéral grâce à des murs très rigides,par exemple les murs d’enceinte du sous-sol. Si laconstruction est composée dans les étages d’élé-ments significativement plus rigides (par ex. bétonarmé), alors l’interface entre la partie souterraine etaérienne ne peut être considérée comme horizond’encastrement. De telles constructions ne corres-pondent pas aux critères de régularité en élévation,et la méthode des forces de remplacement ne peutêtre appliquée. La méthode du spectre de réponse,par exemple, doit être utilisée dans ce cas pour l’en-semble du système constitué de la construction enbois et de la construction massive.Il faut observer en outre que les forces du séismedoivent être conduites en dessous de l’horizon d’en-castrement par les parties d’ouvrage porteuses jus-qu’au sol de fondation, et que les fondations doi-vent être dimensionnées de manière adéquate.

3.1.2 Méthode du spectre de réponseLa méthode du spectre de réponse se fonde sur l’os-cillateur multiple linéaire. Elle permet de calculer laréponse maximale d’une structure suite à une exci-tation sous forme d’un spectre de réponse. Pour cefaire le modèle de structure est décomposé en unesomme d’oscillateurs simples, la réponse maximalede chaque oscillateur est ensuite déterminée et fina-lement combinée pour obtenir la réponse totale. Lecalcul est effectué pratiquement dans tout les cas àl’aide d’un programme de calcul.L’action du séisme est constituée du spectre de di-mensionnement (figure 16 ou norme SIA 261(2003), figure 14). Puisque la méthode du spectrede réponse est une méthode linéaire, les aspectsnon linéaires, comme les déformations plastiques,ne peuvent être déterminés que de manière ap-proximative, ce qui a lieu, comme pour la méthodedes forces de remplacement, par l’intégration ducoefficient de comportement q dans le spectre dedimensionnement.En général il faut utiliser un modèle spatial. Si les cri-tères de régularité en plan selon la norme SIA 261(2003) chiffre 16.5.1.3 sont respectés, il est possibled’utiliser un modèle plan pour les deux directionsprincipales.

L’effet de la torsion résultant d’une excentricité pro-

jetée ou fortuite des centres de gravité des massesdes étages individuels doit être prise en compte(norme SIA 261 (2003), chiffre 16.5.3.4 pour lesmodèles spatiaux, resp. chiffre 16.5.2.7 pour desmodèles de systèmes porteurs plans dans les direc-tions principales). Si un modèle spatial est utilisédans la méthode du spectre de réponse, alors l’ex-centricité effective entre le centre de gravité desmasses et le centre de cisaillement de la stabilisationhorizontale de l’étage considéré ne doit pas êtremultipliée par le facteur 1,5 resp. 0,5, afin que lavibration en torsion puisse être déterminée demanière correcte (norme SIA 261 (2003) chif-fre 16.5.3.4):

Valeur supérieure: (7)

Valeur inférieure: (8)

b largeur du bâtiment prise perpendiculairement à l’action sismique

e excentricité du centre de gravité des masses parrapport au centre de cisaillement de la stabilisationhorizontale de l’étage considéré

Selon la norme SIA 261 (2003) chiffre 16.5.3.5 tousles efforts intérieurs et les déplacements engendréspar l’ensemble des modes de vibration, qui contri-

buent de manière significative au comportementdynamique de l’ouvrage, doivent être considérés.La somme des masses modales effectives des modesde vibration pris en compte doit en règle générale,atteindre au minimum 90% de la masse totale dela structure porteuse.Un exemple d’application de la méthode du spectrede réponse pour un bâtiment de quatre étages estdécrit dans [12].

3.1.3 Effets du second ordrePar analogie à la charge critique de flambage N cr depoteaux ou de parois et en cas de structures peurigides horizontalement, on prêtera garde à l’aug-mentation du moment provoqué par les effort nor-maux agissant de manière excentrique (effet du2e ordre, effet N-Δ) et à la réduction relative pos-sible de la rigidité.

, 0,05, 0,05


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D’après l’Eurocode 8 [14] les effets du second ordre

ne doivent pas être considérés, si les conditions sui-vantes sont remplies à tous les étages:

(9)

Ѳ coefficient de sensibilité au déplacement relatif entreétages

d r valeur de calcul du déplacement relatif entre étages,déterminé comme la différence du déplacement moyen d s en bas et en haut de l’étage considéré.On a:

(10)

d e déplacement d’un point déterminé de la structureen se fondant sur un calcul linéaire sur la base duspectre de dimensionnement comme excitation

q coefficient de comportement h hauteur d’étageN tot charges totales de gravité au niveau de l’étage consi-

déré, dans de la situation de projet séismeV tot effort tranchant total au niveau de l’étage considéré,

dans de la situation de projet séisme

Dans le cas où 0,1 < Ѳ≤0,2 , les effets du deuxièmeordre peuvent être pris en compte de manière ap-proximative en multipliant les sollicitations du 1er ordre par le facteur 1/(1- Ѳ) [14]. Pour Ѳ > 0,2 uncalcul du deuxième ordre est nécessaire, tandis quesi Ѳ> 0,3 il faut remédier à la situation par une har-monisation de la rigidité des étages entre eux.Comme déplacement initial dans le calcul dudeuxième ordre, on introduira la valeur de calcul dudéplacement relatifpar rapportà la fondationconsé-cutif à l’action sismique ud selon la norme SIA 261,chiffre 16.5.5.1:

(11)

avec (11a)

où uel désigne la composante élastique du déplace-ment par rapport au sol, déterminée sur la base duspectre de dimensionnement.Outre le déplacement initial ud d’après la formule11, il faut considérer, selon la norme SIA 265 (2003)chiffre 5.8.3.2, une déformation supplémentairesans contrainte représentée par un angle de dévia-tion φ exprimé en radian de:

(12)

h hauteur de la structure resp. longueur de la barreen [m]

12

·

0,005 5

·

· · 0,10N

Pour les structures en barres, les treillis, les arcs et les

portiques, il faut également prendre en compteselon la norme SIA 265 (2003), chiffre 5.8.3.2 unecourbure initiale calculée de e/l ≥ 0,0025 . Celle-cirésulte des exigences de la norme SIA 265 (2003)formulées au chiffre 8.2.5 pour la production debarres comprimées en bois massif ou en lamellécollé, ainsi que pour celle de poutres fléchies, d’arcsou de portiques.Les rigidités (module élastique, module de cisaille-ment, module de glissement des assemblages) ontune influence marquée sur le calcul au 2e ordre,mais également sur la période de vibration fonda-mentale de la structure. En l’absence de connais-sances plus précises, il faut partir des valeursmoyennes des rigidités pour l’analyse structurale.Ce point de vue est adéquat pour des ouvragesdont les éléments porteurs principaux sont consti-tués de plaques et de voiles. Au contraire pour lesstructures en barres, les treillis, les arcs et les por-tiques, il faut tenir compte dans la réflexion sur larobustesse, que la vérification de la sécurité structu-rale au 2e ordre doit être menée avec des valeurs derigidité réduites, comme prescrit dans la norme SIA265 (2003) au chiffre 5.8.3, c’est-à-dire en divisantles valeurs de module d’élasticité, de module de ci-saillement et de module de glissement des assem-blages, par la valeur γ M /η M selon le tableau 1 de la

norme SIA 265 (2003):

(13)

(14)

(15)

(16)

E module élastiqueE m,mean valeur caractéristique (moyenne) du module

d’élasticité en flexionG module de cisaillement Gmean valeur caractéristique (moyenne) du module

de cisaillement K module de glissement K u module de glissement pour la vérification

de la sécurité structuraleK ser module de glissement pour la vérification

de l’aptitude au serviceγ

M facteur de résistance

ηM facteur de conversion de la résistance ultime

2 3⁄

⁄

⁄

, ⁄


10/25


3.2 Dimensionnement

3.1.4 Amortissement

L’amortissement d’une structure influence son com-portement dynamique et de ce fait également lesvaleurs de déplacements en cas de séisme. Lespectre élastique et celui de réponse selon la normeSIA 261 (2003) (voir figure 16) sont valables pour un amortissement visqueux de ξ =0,05 . Il est pos-sible de tenir compte des valeurs qui s’en écartentpar un coefficient de correction η selon la formule(261.29) de la norme SIA 261 (2003):

(17) 10,5 10 0,55

Dans le spectre de dimensionnement une valeur

d’amortissement visqueuxqui s’écarterait deξ =0,05est déjà intégrée de manière approximative par laprise en compte du coefficient de comportement q.

Dans le cadre du dimensionnement on vérifie géné-ralement la sécurité structurale et l’aptitude au ser-vice [15]. L’action sismique est considérée dans lesnormes de structure de la SIA comme une actionaccidentelle. La vérification de la sécurité structuraleest nécessaire pour toutes les classes d’ouvrages(CO), tandis que la vérification de l’aptitude au ser-vice se limite à la classe CO III, pour laquelle l’apti-tude fonctionnelle doit rester garantie après unséisme. La vérification de l’aptitude au service pour

le CO I et II est négligée dans le sens d’une simplifi-cation, celle-ci n’étant souvent pas déterminante.Elle est considérée satisfaite de manière implicite par la vérification de la sécurité structurale et par le res-pect des mesures relatives à la conception et desmesures constructives.Les valeurs de calcul des effets des actions sont dé-terminées dans la norme SIA 260 (2003) par l’équa-tion (260.17) en ce qui concerne la sécurité structu-rale et par l’équation (260.23) en ce qui concernel’aptitude au service. La vérification de l’aptitude auservice pour la situation de projet séisme ne doit pasêtre conduite avec les mêmes valeurs de calcul deseffets des actions que la vérification de la sécuritéstructurale, mais avec une valeur de calcul de l’ac-tion du séisme réduite de moitié. Il faut tenir compte dans ce cas que la réduction mentionnées’applique à 1,4 fois la valeur de référence, car pour les CO III un facteur d’importance γ f =1,4 doit êtreconsidéré (voir chapitre 2.4). Au total, conformé-

ment à l’Eurocode 8, la période de retour des ac-tions prise en compte dans la vérification de l’apti-tude au service face au séisme pour les ouvrages dela CO III est réduite à 200 ans, en comparaison à lapériode de retour de celles de la sécurité structurale,qui elle est de 1200 ans.La vérification de l’aptitude au service nécessite lecalcul des déplacements dus au séisme. Pour cefaire, on trouve dans la norme SIA 261 (2003),chiffre 16.5.5 quelques indications sur la manière de

procéder, en particulier sur les hypothèses relativesà la rigidité des éléments porteurs. Les limites deservice sont fixées dans la norme SIA 260 (2003),chiffre 4.4.4.5. Les déplacements horizontaux par étage doivent être limités à 1/500 avec des incor-porés à comportement fragile, et à 1/200 si leur comportement est ductile. Il faut s’assurer par ailleurs que l’ensemble des installations techniques(par ex. électricité, chauffage, ventilation, climatisa-tion) restent aptes au fonctionnement.


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3.2.1 Concept pour le comportement dela structure et la vérification de la sécuritéstructurale

Selon la norme SIA 261 (2003) il existe globalementdeux concepts pour le dimensionnement au séisme:le concept de comportement non ductile de la struc-ture porteuse et celui du comportement ductile. Cedernier se fonde sur les dernières connaissances del’ingénierie parasismique (dimensionnement en ca-pacité). En général le concept du comportementnon ductile de la structure porteuse n’est recom-mandé que pour les cas d’actions sismiques faibles,lorsqu’elles ne sont pas déterminantes par rapportau vent, c’est-à-dire pour des ouvrages légers dansdes zones à faible aléa sismique et pour des sols defondation favorables. Dans les autres cas, le com-portement de la structure porteuse non ductile peutconduire à des solutions peu économiques, et lecomportement ductile de la structure porteuse de-vrait donc être préféré.Pour les ouvrages en bois, le choix du concept dedimensionnement doit être fait sur la base d’uneréflexion différenciée. La réduction des efforts in-térieurs de dimensionnement par le choix du com-portement ductile correspond à une conception, undimensionnement et une réalisation des assem-blages plus coûteux. Il est souvent possible par lechoix d’une structure plus légère et moins rigide de

réduire les efforts de séisme, de sorte que le dimen-sionnement puisse être réalisé sur la base du simpleconcept de structure non ductile, sans conduire ainsià un accroissement des sollicitations de la structuredues au séisme

Combinaison de la résistance et de la ductilité

Le comportement d’une structure en cas de séismepeut être décrit approximativement par la relationsuivante [12]:

(18)

Outre la résistance, la ductilité est une caractéris-tique importante du comportement au séisme desstructures. Par ductilité on entend la capacité de dé-formation plastique caractérisée par des déforma-tions irréversibles et une dissipation d’énergie [15].Afin d’atteindre un comportement au séisme satis-faisant pour un séisme de dimensionnement déter-miné, on peut choisir une structure avec une granderésistance et une faible ductilité, avec une faible ré-sistance et une haute ductilité, ou une solution in-termédiaire avec une résistance moyenne et uneductilité moyenne (figure 20).Le choix d’une grande ductilité, liée à une faible ré-sistance, est indiqué lors de sollicitations de séismeélevées et pour des structures avec une faible rigi-dité. Cela permet de concevoir une structure répon-dant aux exigences parasismiques sans majorationnotable des sections. Si ce n’est pas le cas, par exemple pour de faibles sollicitations sismiques ou

lorsque le vent est déterminant, on peut retenir leconcept de faible ductilité, pour lequel un dimen-sionnement conventionnel simple est suffisant.

Qualité du comportement face au séisme résistance · ductilité

Figure 20:Sollicitation horizontale enfonction du déplacementhorizontal pour différentesformes de structures lelong de la courbe duspectre de dimensionne-ment pour le même séismede dimensionnement[selon 12].

1

2

3

1 ‹Elastique›, très haute résistance: le séisme de dimensionnement ne requiert pas de déformation plastique.2 Résistance moyenne: le séisme de dimensionnement requiert des déformations plastiques modérées.3 Basse résistance: le séisme de dimensionnement requiert des déformations plastiques importantes.F Sollicitation horizontale Déplacement horizontal global


12/25


Ductilité globale et ductilité locale

Par ductilité μ (figure 21) on désigne en général lerapport (w tot /w y ) entre la déformation totale w tot àla rupture et la déformation w y au début de la plas-tification [12]. Le comportement réel du matériauest généralement idéalisé par deux segments.

(19)

Figure 22:Relation entre la ductilitéglobale ( µ Δ) et locale ( µ )d’après l’exemple d’uneconsole [selon 12].1 Console2 Moments de flexion3 Déformation des

sections4 Déformation de l’en-

semble de la structure

Figure 21:Définition générale de laductilité [selon 12].

S o

l l i c i t a t i o n

Déformation D é f o r m a t i o n

a u

d é b u t d e

l a p

l a s t i c a t i o n

D é f o r m a t i o n t o t a l e

Résistance Comportement réel

Comportement idéalisé

ℎ

ℎ

1 2 3 4

Il faut faire la différence entre ductilité locale et duc-tilité globale. La ductilité globale se rapporte à la dé-formation de l’ensemble de la structure. Elle sert debase à la détermination du coefficient de comporte-ment q. Afin d’obtenir une ductilité globale ou dusystème μ Δ importante, on doit assurer une grandeductilité locale ou des sections μ (ductilité en rota-

tion, ductilité en cintrage, ductilité en allongementet au gauchissement, des éléments de la structure etdes assemblages). La figure 22 montre sur l’exempled’une console, la différence entre la ductilité localeet globale. La ductilité globale μ Δ (figure 22, n° 4)caractérise le rapport entre les déplacements hori-zontaux Δu et Δ y au sommet de l’élément, et com-prend les déformations de l’ensemble de la structure.La ductilité locale μ (figure 22, n° 3) correspond aurapport des déformations des sections u et y .

(20) ΔΔ


13/25


3.2.2 Dimensionnement avec le concept du com-portement non ductile de la structure

Dans le concept du comportement non ductile, ledimensionnement face au séisme a lieu de manièreconventionnelle comme pour les charges de gravitéou de vent. Il n’y a pas de règles de dimensionne-ment particulières hormis les règles constructives ourelatives à la conception du tableau 27 de la normeSIA 261 (2003) qui doivent être observées. Les me-sures à prendre dépendent de la classe d’ouvrage(CO) et de la zone d’aléa sismique où se situe lebâtiment. Lors du choix d’un comportement nonductile de la structure, il faut tenir compte du faitque seule une très faible déformation plastique etdissipation d’énergie de la structure peut être at-teinte sous une sollicitation cyclique. Après le dé-passement de la limite élastique, la structure peut serompre de manière fragile. Le coefficient de com-portement q doit donc être choisi de manière pru-dente. Pour des structures en bois sans ou avec unefaible ductilité (type de structure A), le coefficient decomportement défini dans le tableau 10 de lanorme SIA 265 (2003) vaut q =1,5 et prend encompte avant tout la surrésistance. Par surrésis-tance, on désigne la capacité effective de l’élémentde construction qui est supérieure à la résistancedisponible selon le calcul de dimensionnement.Lors du choix du comportement non ductile de la

structure pour le dimensionnement au séisme d’ou-vrages en bois, touts les éléments de construction etleurs assemblages doivent être conçus de telle sortequ’ils ne connaissent pas de défaillance sous l’actiondu séisme. Les éléments de constructions doiventêtre assurées contre le déplacement lors de l’inver-sion des efforts.

3.2.3 Dimensionnement selon un concept decomportement ductile de la structure

Dans le concept du comportement ductile de lastructure, le dimensionnement a lieu selon la mé-thode du dimensionnement en capacité [12]. Sousce terme on entend principalement le choix d’unmécanisme plastique adapté (figure 23) et le par-

tage de la structure porteuse en secteur qui restent

élastiques et en d’autres qui ont la capacité de seplastifier. Ces derniers doivent être définis et réali-sés, de manière à ce qu’un mécanisme plastiqueadéquat puisse se former sous l’action sismique. Leszones plastiques doivent être conçues constructive-ment pour une aptitude à la déformation et à la dis-sipation d’énergie sous charges cycliques, et lesautres secteurs de la structure doivent être protégésd’une rupture fragile prématurée lorsque les zonesplastiques développent leur surrésistance [12].Si une déformation de la structure supérieure auxattentes se produit, il ne se forme pas de nouvelleszones ductiles, mais au contraire les zones déjà plas-tifiées se déforment un peu plus. Les zones plas-tiques limitent ainsi la sollicitation de la structure etil est ainsi assuré que les éléments de la structure aucomportement élastique et fragile, ne soient passursollicités. Ceci peut être illustré par la chaîneprésentée à la figure 24 [19]. Un maillon ductile decapacité effective R y,eff protège les autres maillonsau comportement fragile de résistance minimumgarantie Rt,min si la condition R y,eff < Rt,min est respec-tée.Le maillon ductile de la chaîne a la plus petite résis-tance mais la plus grande capacité de déformationde tous les autres maillons de la chaîne, ce quiimplique que la force dans les maillons fragiles reste

limitée à R y,eff < Rt,min pour une déformation fixedans le domaine de la capacité de déformation dumaillon ductile. La capacité porteuse du maillonductile est donc déterminante pour celle de l’en-semble du système. La déformation plastique de lachaîne correspond à celles des maillons singuliersductiles. Pour évaluer la ductilité de l’ensemble, ladéformation des maillons ductiles est rapportée àla déformation élastique totale de la chaîne selonla formule 21.

(21) Δ ΔΔ Δ

1 2

1 2

Figure 23:Mécanisme plastiqued’un portique sous l’actiond’un séisme: mécanismedes poteaux inadapté(droite) et mécanisme destraverses mieux adapté(gauche) [d’après 12].

≪


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Le rapport µ Δ est plus petit que la ductilité d’un

maillon ductile singulier selon la formule 22.(22)

En posant l’hypothèse que (Δ1≈ Δ 1′ ≈ Δ 2′ ) = Δ 3 etΔ 2 = 9Δ 2′ on obtient pour une chaîne formée de huitmaillon fragiles et un maillon ductile une ductilitéglobale de µΔ=17Δ 3/9Δ 3 =1,9 .Une chaîne composée de maillons fragiles peutdonc, grâce à un maillon ductile dimensionné en ca-pacité, être convertie en une chaîne ductile.Appliqué à la construction en bois, ce principe signi-fie qu’il est suffisant de concevoir les assemblagesmécaniques en tant que zones ductiles selon le di-mensionnement en capacité, pour atteindre un sys-tème global ductile.Les règles spécifiques à la construction en bois cor-respondantes se trouvent dans la norme SIA 265(2003). Ces règles sont reprises de l’Eurocode 8,simplifiées pour une sismicité faible à moyenne, etintégrées aux autres règles de dimensionnement decette norme. Le dimensionnement au séisme selon

2

2 2

la norme SIA 265 (2003) correspond en quelque

sorte à une version simplifiée du dimensionnementen capacité. La capacité effective des zones plas-tiques et les mécanismes effectifs se développant encas de séisme, ne peuvent être que difficilementprévus dans les structures en bois, à cause de ladispersion des caractéristiques du matériau et desassemblages. La dissipation d’énergie ne se réfèredonc pas à un mécanisme particulier, mais aucontraire à l’ensemble des zones ductiles disponiblesau sein de la structure.L’avantage d’un comportement ductile de la struc-ture consiste en un coefficient de comportement qnotablement plus élevé, qui peut être pris encompte pour la réduction des actions élastiques duséisme (figure 16). Le coefficient de comportementq a été déterminé par des essais et des calculs non li-néaires en tenant compte des ductilités locales etglobales de différents types de structures. Pour lesouvrages en bois qui doivent être dimensionnésselon le principe du comportement ductile, les va-leursq valent selon la norme SIA 265 (2003) tableau10, suivant la ductilité de la structure q = 2,0 (ducti-

Figure 24:Principe de limitation dessollicitations grâce aux élé-ments ductiles [selon 19].

1 La chaîne présentée se compose de huit maillonsfragiles, chacun de résistance Rt,min et d’un maillonductile de résistance R y,eff

2 Le comportement charge déformation et valablepour chacun des n maillons fragiles

3 Le diagramme illustre le comportement chargedéformation d’un maillon ductile

4 Le comportement charge déformation de la chaînedécoule de la somme des n maillons fragiles et dumaillon ductile

· +

̡

̡

̍= · +̍ ̍

1

2 3 4

9 ̍

̡̍ ̡ ̍

̡ ̡

fragilefragile ductile


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lité modérée, type de structure B), q = 2,5 (ductilité

moyenne, type de structure C), q = 3,0 (bonne duc-tilité, type de structure D). Des valeurs encore plusélevées de q pour des ouvrages en bois sont pos-sibles selon certaines études expérimentales (par ex.[20]) dont l’application pratique est cependantcontestée. En regard de la sismicité faible àmoyenne de la Suisse, qui ne nécessite pas de va-leurs q élevées, celles-ci ont été fixées de manièreprudente par la commission SIA responsable. Cechoix tient compte également des règles de dimen-sionnement fortement simplifiées dans la norme SIA265 (2003) par rapport au dimensionnement en ca-pacité. Par ailleurs, en comparaison à l’Eurocode 8(2004) [14], les règles pour l’élaboration des zonesductiles ont été généralisées, et le facteur 0,8 pour la réduction du coefficient q s’appliquant aux bâti-ments irréguliers en plan ou en élévation ne doit pas

être introduit en supplément. Le tableau 10 de la

norme SIA 265 (2003) donne par exemple la classi-fication possible des structures dans les types A à D(figure 25).Pour un comportement ductile, les sollicitations deséisme sur une structure en bois peuvent être ainsiréduites jusqu’à 50% en comparaison aux valeurscorrespondantes pour un comportement non duc-tile. Pour ce faire, on doit s’assurer d’une ductilitésuffisante de la structure qui doit être dimensionnéeen conséquence.Pour les actions de séisme verticales, le coefficientde comportement vaut q =1,5 , indépendammentdu type de structure et de son comportement(norme SIA 261 (2003), chiffre 16.2.4.2).

Figure 25:Ductilité: coefficient decomportement et classifi-cation selon norme SIA265 (2003). Pour les com-portements qui sont diffé-rents dans les deux direc-tions principales du plan, ilest admis de considérer des coefficients de com-portement qui dépendentde la direction considérée.

Type Ductilité Coefficient de Classification en fonction Exemples de classification 1)

comportement q de l’efficacité, du nombreet de la distribution deszones d’assemblages ductiles

A faible 1,5 Toutes les structures • arcs

non classées en B, C ou D • portiques avec angles collés

• ouvrages avec un encastrement rigide des poteauxdans les fondations

• ouvrages avec des parois de contreventement pour le transfertdes charges horizontales sans assemblages mécaniques

B modérée 2,0 Ouvrages avec quelques zones • ouvrages avec peu de zones ductiles mais par contre efficacesd’assemblages ductiles • structures à un étage avec des liaisons semi-rigides avec

les fondationsC moyenne 2,5 Ouvrages avec plusieurs zones • portiques ou colombages avec des liaisons semi-rigides

d’assemblages très efficaces du (les raccords aux fondations peuvent être semi-rigidespoint de vue de la ductilité ou articulés)¡

• portiques ou structures triangulées avec des assemblages

mécaniques dans les nœuds des portiques ou des triangulations• structures constituées d’éléments de parois avec revêtement

collé, liaisons mécaniques entre éléments

• construction hybride avec structures en cadres porteurs etremplissage non porteur

D bonne 3,0 Ouvrages avec de nombreuses • structures en parois porteuses:zones d’assemblages bien • lambrissage avec cadres liés mécaniquementréparties et très efficaces du pointde vue de la ductilité • éléments de parois liés mécaniquement entre eux

• assemblages mécaniques d’un degré de ductilité Ds > 3selon le chiffre 6.1.2 de la norme SIA 265 (2003), ou figure 28

1) Le comportement lors du transfert vertical des charges horizontales est déterminant pour la classification. Dans ce cas, la constitution des diaphragmes horizontaux n’est pas prise en compte.


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Afin que la plastification cyclique puisse avoir lieu

dans les zones de la structure prévues à cet effet(zones d’assemblages), les autres parties de la struc-ture doivent posséder, selon la norme SIA 265(2003) chiffre 4.6.1, une résistance suffisammentplus élevée, c’est-à-dire qu’elles soient en généralsurdimensionnées de 20%. Ceci est particulière-ment important pour les fondations, pour les an-crages et autres liaisons non ductiles aux partiesd’ouvrage massives, et pour les liaisons entre lesdiaphragmes de planchers et les parois reprenant lescharges horizontales.‹Surdimensionner› (M d +) ne signifie pas dans ce casun dimensionnement pour 1,2 fois la valeur de cal-cul des effets des actions (les efforts intérieurs) M d résultant de la situation de projet séisme, mais aucontraire pour 1,2 fois la valeur de la résistance M Rd des zones de liaison plastifiables, c’est-à-dire cellesdes assemblages (figure 26):

(23)

resp. (24)

Υ M facteur de résistanceηt facteur tenant compte de la durée d’application

de l’actionηw facteur de réduction tenant compte de l’influence

de l’humidité du boisηM facteur de conversion de la résistance ultime (condi-

tions de conversion valables aussi pour des élémentsde construction ou des assemblages)

ηmod facteur tenant compte de l’influence de la durée desollicitation ainsi que de la teneur en eau lors du di-mensionnement de parties d’ouvrage en matériauxdérivés du bois selon norme SIA 265/1 (2009)

· ⁄ ·

·

1,2·

Afin que les parties de construction contiguës aux

zones de plastification aient une résistance à l’efforttranchant V d + suffisante, elles doivent égalementêtre ‹surdimensionnées›. Le degré de surdimension-nement se réfère à la résistance effective en flexionM Rd des zones plastifiables et peut être estimé selonl’approche suivante (norme SIA 262 (2003) [21],chiffre 4.3.9.4.4) qui outre la surrésistance tientcompte également des possibles modes de vibrationpropre d’ordre supérieur (facteur de majoration κ )en fonction du nombre d’étages:

(25)

En fonction du nombre d’étage n le facteur κ s’élèveà:

pour n ≤ 5: (26)

pour n > 5: (27)

Le rapport Υ M /η M pour le dimensionnement de par-ties d’ouvrage et d’assemblages selon la norme SIA265 (2003) se trouve dans celle-ci au tableau 1. Lesparties d’ouvrage en matériaux dérivés du bois etles assemblages de ces matériaux entre eux, au boismassif ou au lamellé collé, seront dimensionnés

selon la norme SIA 265/1 (2009) [36], où sont fixésles facteurs de résistance au tableau 13 (voir aussi[37]).Pour la vérification de la sécurité structurale pour lasituation de projet accidentelle séisme, les mêmesvaleurs Υ M doivent être introduites que pour lessituations de projet durables et transitoires. L’aug-mentation de la résistance pour la situation de projet accidentelle séisme est déjà couverte par le coef-ficient de comportement q [9], qui prend en comptela surrésistance des matériaux.

1,5 0,9 10

· ·

Figure 26:Efforts intérieurs détermi-nants M d + et V d + pour ledimensionnement deszones ductiles et nonductiles des structures enbois sur l’exemple de labarre de substitution dela figure 19.

1

1

1

1Formule 23-24

1

2,5

2,25

1,75

₁

₄

₃

₂

₁ ₄ ₃ ₂₁ 0,25

₄

1 ₃ 0,75

₂ 0,5

7,5

5

2,75

1Formule 25-27

1 Bâtiment multiétage en bois avec sous-sol, terrain de fondation, charges des étageset altitudes des étages au dessus de l’horizon d’encastrement (ligne traitillée)

2 Modèle de l’oscillateur multiple encastré dans l’horizon3 Répartition de la force de remplacement

4 Efforts intérieurs M d et M d +

5 Efforts intérieurs V d und V d +

1 2 3 4 5


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3.2.4 Conditions pour la vérification de la sécu-rité structurale d’ouvrages en bois selon leconcept du comportement ductile de lastructure porteuse [13]

Dans les structures en bois, seuls en général les as-semblages mécaniques présentent un comporte-ment ductile. Les éléments porteurs en bois eux-mêmes, ainsi que les collages, sont toujours àconsidérer comme non ductiles. Lors de la concep-tion de zones ductiles, il faut veiller à ce que lesdéformations plastiques, les instabilités locales ainsique des phénomènes liés à l’inversion des efforts necompromettent pas la stabilité d’ensemble de lastructure (norme SIA 265 (2003), chiffre 4.6.1.4).Afin de garantir une robustesse suffisante (voir cha-pitre 4.1.2), il faut selon la norme 265 (2003),chiffre 4.6.3.1 concevoir les ancrages et autres liai-sons non ductiles aux parties d’ouvrage massivesainsi que les liaisons entre les diaphragmes de plan-chers et les parois reprenant les charges horizon-tales, de manière à ce que leur résistance atteigneau moins 1,2 fois celle des zones ductiles. Les partiesde construction et les assemblages sollicités en com-pression doivent en outre être conçus d’une ma-nière telle qu’ils ne cèdent pas sous l’action duséisme et que leur assise soit assurée en cas d’inver-sion des efforts. Une ductilité suffisante ne peut par ailleurs être atteinte, que si une fissuration prématu-

rée n’apparaît pas dans les zones des assemblages.Dans ce cadre, il faut porter une attention particu-lière aux constructions de type portique et plus gé-néralement aux assemblages sollicités en flexion,car dans ces cas, des efforts de cisaillement et detraction perpendiculaire importants peuvent appa-raître et conduire à une rupture fragile.La ductilité exigée selon la norme SIA 265 (2003),tableau 10 peut être atteinte avec des moyens d’as-semblages métalliques en forme de tiges chargésperpendiculairement à leur axe, si les conditions re-latives aux épaisseurs des bois et aux écartementsfigurant dans la norme SIA 265 (2003), tableau 11sont respectées. Lors de sollicitations cycliques, il y aun risque que les parties d’assemblage se déplacentles unes par rapport aux autres, ce qui doit être évitépar exemple en disposant des boulons ajustés dansles liaison bois–bois à l’aide de broches, et dans lesliaisons clouées ou visées, par l’augmentation desprofondeurs de pénétration, resp. de vissage. Enprincipe, on préférera par ailleurs la mise en œuvrede clous striés ou torsadés à celle de clous lisses.Ceux-ci peuvent être mis en œuvre selon la normeSIA 265 (2003) uniquement pour la liaison entre lesrevêtements d’ossature et les montants/traverses. Ilest alors possible, sans vérification particulière, deconsidérer les parois revêtues comme étant ductiles

à condition que le diamètre des moyens d’assem-

blage n’excède pas 3 mm, que ceux-ci possèdent

une certaine ductilité minimale (voir chapitre 3.2.6),et que l’épaisseur du revêtement atteigne au moins4 fois leur diamètre. La ductilité de parois ne répon-dant pas à ces critères doit être vérifiée dans le dé-tail.

3.2.5 Détermination des résistanceset des rigidités

Il est proverbial que la résistance et la rigidité du boiset des liaisons, dans la construction en bois, sont dé-pendantes de la durée de l’action. Les valeurs carac-téristiques des résistances et des rigidités sont de cefait déterminées lors des essais normalisés avec unedurée de l’action de 300 ± 120 s [22, 23]. La duréedes secousses sismiques est notablement plusfaibles. Selon la norme SIA 265 (2003), chiffre 2.2.6[13], la valeur de calcul de la résistance f d de partiesde construction en bois massif, en bois lamellé colléou en matériau dérivé du bois à base de bois massifpeut être, face aux actions sismiques, augmentéepar le facteur ηt =1,4 . Ceci est également valablepour la valeur de calcul de la résistance des assem-blages Rd . Lors du dimensionnement de partiesd’ouvrage en matériaux dérivés du bois, l’actionaccidentelle sismique peut être attribuée à la classede durée de sollicitation (KLED) ‹très courte› (voir norme SIA 265/1 (2009), tableau 15).

Les vérifications de l’aptitude au service sontconduites sur la base des valeurs moyennes desmodules d’élasticité et de cisaillement. Pour lesclasses d’humidité 2 et 3, les facteurs de réductionηw tenant compte de l’influence de l’humidité dubois selon le tableau 4 de la norme SIA 265 (2003)doivent être introduits, respectivement les valeursηmod correspondantes selon la norme SIA 265/1(2009), tableau 16, lors du dimensionnement departies d’ouvrage en matériaux dérivés du bois.Lorsque les déformations doivent être prises encompte dans la vérification de la sécurité structu-rale, par exemple lors de la vérification du 2e ordre,il faut selon la norme SIA 265 (2003), chiffre5.8.3.2, introduire des paramètres de rigidité réduits(modules E, G et K) (voir 3.1.3). Néanmoins pour lavérification au séisme, la valeur moyenne des para-mètres de rigidité est utilisée également lors duchoix du concept d’un comportement ductile de lastructure porteuse, car selon la norme 261 (2003),chiffre 16.5.1, les effets du séisme doivent être dé-terminés sur la base d’un modèle de calcul linéaireélastique. L’hypothèse d’une rigidité supérieure estdu côté de la sécurité en ce qui concerne les forcesrésultantes, car les valeurs de calcul des actions sis-miques sont dans ce cas plus élevées (valeur du pla-teau, plutôt que celle de la portion décroissante du

spectre de dimensionnement, voir figure 16).



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Figure 27:

Comportement charge–déformation de différentsassemblages.1 Le comportement

charge–déformationd’assemblages sedifférencie selon leur conception (mode 1, 2,3) [selon 30, 31].

2 Mode 1: rupture fragiledu bois dans une barretendue

3 Mode 3: rupture ductiled’une liaison bois métalà l’aide de broches

1

2 3

Mode 1

Mode 2

Mode 3

3.2.6 Indice de ductilité et module de glissement des assemblages

Le comportement charge–déformation d’assem-blages sous charges uniformément croissantes oucycliques est en général déterminé par des essaisnormalisés, par ex. selon [24, 25]. Ce procédé estparticulièrement indiqué lorsque des données fontdéfaut dans les normes de dimensionnement, oulorsque des combinaisons de matériaux de revête-ment et de moyens d’assemblage doivent être éva-luées. A la figure 27 les cas limites de rupture fragilet ductile sont mis en parallèle, sur la base d’unexemple de liaison bois–métal par broches.La norme SIA 265 (2003) n’exige pas de vérificationexplicite de la ductilité, mais pose uniquement cer-taines exigences aux zones ductiles (chiffre 4.6.2).Toutefois, lorsqu’il s’agit de répartir une structuredans les classes de ductilité du tableau 10 de lanorme SIA 265 (2003) (voir figure 25), il faut éva-luer si les zones ductiles prévues sont normalementductiles ou si elles sont très efficaces du point de vuede la ductilité. Cette évaluation peut avoir lieu par ex. sur la base de l’indice de ductilité d’un assem-blage. Celui-ci est défini, par ex. selon la figure 26de la norme SIA 265 (2003), de la manière suivante(voir figure 28 et formules 28, 29):

(28)

(29)

tg β = ⁄6 tg α

0,4

0,8β

α

Figure 28:Module de glissement etindice de ductilité des as-semblages [selon 13].

Figue 29:Rigidités des assem-blages au niveau descharges de service et auniveau de la ruptureainsi que rigidité réduitepour la prise en comptedu jeu des assembalges[selon 13].

,φ

0,4

αα

,φ

α ̦α ̦

jeu d’assemblage

= arc tg α = arc tg α


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Figure 30:Indice de ductilité d’assem-blages en bois [selon 13].

Mode d’assemblage• Joints bois sur bois et bois au contact d’autres matériaux• Assemblages cisaillés avec des connecteurs en forme d’aiguilles et des épaisseurs de bois

inférieures à celles du tableau 19 de la norme SIA 265 (2003)

• Clous, vis et tiges encollées sollicités à l’arrachement• Anneaux• Crampons simples ou doubles• Connecteurs métalliques à plaque emboutie• Assemblages collés• Assemblages cisaillés avec des connecteurs en forme d’aiguilles avec des épaisseurs de bois

selon le tableau 19 de la norme SIA 265 (2003)• Assemblages cloués avec une pénétration s ≥ 8 d 1)• Assemblages agrafés avec des épaisseurs de bois selon le chiffre 6.6.1 de la norme SIA 265

(2003)• Assemblages vissés avec une pénétration s ≥ 8 d

Indice de ductilité D sDs = 1 … 2

Ds > 3

3.3 Forces d’ancrage des éléments non porteurs

Les éléments de construction non porteurs peuvent,en cas de rupture, mettre en danger les personnes,endommager la structure ou compromettre le fonc-tionnement d’installations techniques importantes.De tels éléments et leurs assemblages, fixations etancrages doivent être inclus dans le dimensionne-ment sismique. Pour ce faire leur altitude et leur sensibilité aux phénomènes de résonance sont im-portants.La norme SIA 261 (2003) donne au chiffre 16.7 uneapproche correspondante pour la détermination dela force horizontale due à l’action du séisme F a,agissant dans la direction la plus défavorable aucentre de gravité des éléments non porteurs.

(30)

où Ga, T a et z a correspondent au poids propre, à lafréquence propre et à l’altitude de l’élément nonporteur par rapport à l’horizon d’encastrement. T 1est la période de vibration propre de l’ouvrage dans

la direction déterminante et h la hauteur de l’ou-vrage. a gd est la valeur de calcul de l’accélération du

2 1 ⁄ 1 1 ⁄ 1

sol, g l’accélération de la gravité, γ f le facteur d’im-portance, S un des facteur dépendant de la classedu sol de fondation pour la détermination duspectre de réponse (SIA 261 (2003), tableau 25), etqa le coefficient de comportement s’appliquant auxéléments non porteurs. Celui-ci s’élève à qa =2,0pour les éléments non porteurs significatifs dans laconstruction en bois (parois de séparation, façades,installations techniques, éléments encastrés,meubles lourds et étagères) (SIA 261 (2003), ta-bleau 29). Pour le calcul de la période de vibrationfondamentale des éléments non porteurs T a, la mé-thode de Rayleigh est recommandée. Lorsque l’onsouhaite renoncer au calcul de la période de vibra-tion fondamentale, il faut considérer le cas le plusdéfavorable avec T a = T 1, c’est-à-dire qu’il y a réso-nance entre les éléments porteurs et non porteurs.Pour des agrès fixés au plafond d’une salle de sport(CO II) sur un sol de fondation de type C en zoned’aléa sismique Z1 par exemple, la force horizontalerésultante F a peut, dans un cas défavorable, at-teindre le 17% du poids des agrès. L’ancrage desagrès doit donc être conçu pour reprendre la force

F a en traction et compression dans les deux direc-tions horizontales.

1) Si les épaisseurs minimales de bois des assemblages cloués prépercés selon le tableau 28 de la norme SIA 265 (2003) ne sont pas respectées, l’indice de ducti-lité devra être Ds < 3.

L’indice de ductilité d’assemblages usuels peut êtretiré du tableau 16 de la norme SIA 265 (2003) (voir figure 30).

En ce qui concerne les rigidités des assemblages, lemodule de glissement K u est en réalité déterminantpour l’état limite ultime dans le concept du compor-tement ductile de la structure. Celui-ci peut être dé-terminé soit expérimentalement soit à partir du mo-dule de glissement au niveau des charges de serviceK ser à l’aide de la formule approximative K u =2/3

K ser [26]. Dans le cadre du dimensionnement auséisme, on utilise néanmoins, de manière analogueaux rigidités des parties de construction (voir cha-

pitre 3.2.5) le module de glissement K ser (voir figure28), ce qui signifie que la période de vibration etles effets des actions sont déterminés selon un mo-dèle élastique linéaire avec l’hypothèse de rigiditésmoyennes. Le jeu des assemblages peut être pris encompte par une rigidité des assemblages réduiteK ser, red (figure 29).


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3.4 Joints et distances entre les bâtiments

Une collision entre les bâtiments ou les parties d’ou-

vrage lors d’un séisme peut avoir des conséquencescatastrophiques, allant jusqu’à l’effondrement selonles circonstances. Il faut donc prévoir des distancesresp. des joints suffisants. Le déplacement horizon-tal dû au séisme (SIA 261 (2003), chiffre 16.5.5) estdéterminant pour le dimensionnement de ces joints,dont la valeur minimale sera de 40 mm (chiffre16.6.1). Dans le cas contraire selon le chiffre 16.6.2de la norme SIA 261 (2003), il faut s’assurer qu’unchoc entre des éléments ou des bâtiments oscillantchacun pour eux-mêmes ne compromette pas la sé-curité structurale (par ex. liaison, poteau soumis aurisque du flambage, etc.).Le calcul des déformations a lieu selon le chiffre16.5.5 de la norme SIA 261 (2003). Lors de la dé-termination de la valeur du déplacement relatif par rapport aux fondationsud , la part non élastique doitégalement être considérée.

(31)

Le déplacement uel représente la part élastique dudéplacement total. Celui-ci est déterminé sur la basedu spectre de dimensionnement (SIA 261 (2003),chiffre 16.2.4). Sa multiplication par le coefficient decomportement q donne le déplacement total ycompris la part non élastique. Il se réfère au principe

·

d’un déplacement maximal équivalent d’un oscilla-

teur simple linéaire élastique et d’un oscillateursimple linéaire élastoplastique [12].La figure 31 présente une comparaison entre deuxbâtiments de la CO I dans des zones d’aléa sismiqueet de classe de sol de fondation situées aux ex-trêmes. Le déplacement relatif a été calculé dans cecas par la méthode présentée dans [27], en partantde l’hypothèse que les deux bâtiments voisins oscil-lent de manière asynchrone, que la masse équiva-lente de l’oscillateur simple doit être prise, pour unimmeuble multiétage, à 2/3 de sa hauteur totale etque le déplacement du sommet du bâtiment estégal à 1,5 fois celui de l’oscillateur simple.La comparaison montre que l’écartement nécessaireentre les deux bâtiments de la CO I voisins va dequelques millimètres (cas 1) jusqu’à 650 mm aumaximum (cas 2).

Figure 31:Comparaison des écarte-ments nécessaires entredeux bâtiments en bois declasse d’ouvrage CO I pour deux emplacements ex-trêmes en ce qui concernela zone sismique et laclasse de sol de fondation.

Période de vibration Cas 1: zone sismique Z1, classe de sol Cas 2: zone sismique Z3b, classe de solfondamentale de fondation A de fondation D

Déplacement du Écartement Déplacement du Écartement nécessairesommet du bâtiment nécessaire sommet du bâtiment

T = 0,5 s 11 mm 23 mm 50 mm 100 mmT = 1 s 23 mm 45 mm 160 mm 330 mmT ≥ 2 s 45 mm 91 mm 330 mm 650 mm


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7 Sources d’information

7.1 Littérature et normes

[1] Documentation SIA D 0180 (2004): Termes techniques des

normes sur les structures porteuses – Terminologie et défini-tions. Société suisse des ingénieurs et des architectes, Zurich.[2] Weidmann M. (2002): Erdbeben in der Schweiz. Verlag

Desertina, Chur.[3] Amerikanischer Geologischer Dienst USGS: NEIC/PDE Kata-

log. (http://earthquake.usgs.gov)[4] Service sismologique suisse SED: Seismic Network Operation

at the SED. (http://www.seismo.ethz.ch)[5] Geoforschungszentrum Potsdam (1998): European Macro-

seismic Scale. (http://www.gfz-potsdam.de)[6] Norme SIA 261 (2003): Actions sur les structures porteuses.

Société suisse des ingénieurs et des architectes, Zurich.[7] Service sismologique suisse (2002): Swiss Hazard Map.

(http://www.earthquake.ethz.ch)[8] Giardini M., Jiménez J., Grünthal G. (2003): European-Medi-

terranean Seismic Hazard Map SESAME. (http://www.gfz-potsdam.de)[9] Wenk T., Lestuzzi P. (2003): Séisme. In: Documentation SIA

D 0181, Bases pour l’élaboration des projets de structuresporteuses – Actions sur les structures porteuses – Introduc-tion aux normes SIA 260 et 261. p. 59–66. Société suisse desingénieurs et des architectes, Zurich.

[10] Office fédéral de l’environnement OFEV (2004): l’aléa sis-mique en suisse, effets géologiques locaux (microzonage).(http://www.bafu.admin.ch)

[11] Smit P. (2004): Tremblements de terre: origine et manifes-tation. Forum 4/2004. Office fédéral de la protection de lapopulation OFPP, Berne.

[12] Bachmann H. (2002): Erdbebensicherung von Bauwerken.Birkhäuser Verlag, Basel.

[13] Norme SIA 265 (2003): Construction en bois. Société suissedes ingénieurs et des architectes, Zurich.

[14] Norme SIA 260.801 (2004) EN 1998-1: Eurocode 8 – Calculdes structures pour leur résistance aux séismes – Partie 1,Règles générales, actions sismiques et règles pour les bâti-ments. Société suisse des ingénieurs et des architectes,Zurich.

[15] Norme SIA 260 (2003): Bases pour l’élaboration de structuresporteuses. Société suisse des ingénieurs et des architectes,Zurich.

[16] Documentation SIA D 0181 (2003): Bases pour l’élaborationdes projets de structures porteuses – Actions sur les structuresporteuses – Introduction aux normes SIA 260 et 261. Sociétésuisse des ingénieurs et des architectes, Zurich.

[17] Documentation SIA D 0185 (2003): Construction en bois –Introduction à la norme SIA 265. Société suisse des ingé-nieurs et des architectes, Zurich.

[18] Cahier technique SIA 2018 (2004): Vérification de la sécuritéparasismique des bâtiments existants. Société suisse des in-génieurs et des architectes, Zurich.

[19] Paulay T., Bachmann H., Moser K. (1990): Erdbebenbemes-sung von Stahlbetonhochbauten. Birkhäuser Verlag, Bâle.

[20] Blass H. J. (1990): Erdbebenaussteifung von mehrgeschossi-gen Holzskelettbauten. Bautechnik 67(5). p. 171–175. Ernst& Sohn Verlag für Architektur und technische Wissenschaf-ten GmbH & Co. KG, Berlin.

[21] Norme SIA 262 (2003): Construction en béton. Société suissedes ingénieurs et des architectes, Zurich.

[22] Norme SIA 164.117 (2003) EN 408: Structures en bois – Boisde structure et bois lamellé collé – Détermination de certainespropriétés physiques et mécaniques. Société suisse des ingé-nieurs et des architectes, Zurich.

[23] Norme SIA 164.111 (2004) EN 384: Bois de structure –

Détermination des valeurs caractéristiques des propriétésmécaniques et de la masse volumique. Société suisse des in-génieurs et des architectes, Zurich.

[24] Norme SIA 164.127 (1991) EN 26891: Structures en bois –Assemblages réalisés avec des éléments mécaniques de fixa-tion – Principes généraux pour la détermination des caracté-ristiques de résistance et de déformation (ISO 6891:1983).Société suisse des ingénieurs et des architectes, Zurich.

[25] Norme SIA 164.160 (2001) EN 12512: Structures en bois –Méthodes d’essai – Essais cycliques d’assemblages réaliséepar organes mécaniques. Société suisse des ingénieurs et desarchitectes, Zurich.

[26] Norme SIA 265.001 (2004) EN 1995-1-1: Eurocode 5:Conception et calcul des structures en bois – Partie 1-1: gé-néralités – Règles communes et règles pour les bâtiments.Société suisse des ingénieurs et des architectes, Zurich.

[27] Wenk T. (2005): Actions sismiques. In: Documentation SIA D0211, Vérification de la sécurité parasismique des bâtimentsexistants – Introduction au cahier technique SIA 2018. p. 9–16. Société suisse des ingénieurs et des architectes, Zurich.

[28] Bachmann H. (2002): Conception parasismique des bâti-ments – Principes de base à l’attention des ingénieurs, archi-tectes, maîtres d’ouvrage et autorités. Office fédéral deseaux et de la géologie, Berne.

[29] Fondation pour la dynamique des structures et le génie para-sismique et Office fédéral des eaux et de la géologie BWG(2005): Construction parasismique en Suisse – Ce qui est es-sentiel – et pourquoi. Zurich.

[30] Bernasconi A. (2007): Cours postgrade de génie parasis-mique, Module 2, Dimensionnement, structures neuves etméthodes spécifiques – Constructions en bois. heig-vd/HES-SO, Yverdon.

[31] Piazza M., Tomais R., Modena R. (2005): Strutture in legno –Materiale, calcolo e progetto secondo le nuove normativeeuropee. Biblioteca Tecnica Hoepli, Milan.

[32] Becker K., Zeitter H. (1995): Sammlung und Entwicklung vonkonstruktiven Regeln für Rahmen und Rahmentragwerke ausHolz unter erdbebentechnischen Gesichtspunkten zur Ratio-nalisierung des Planungsaufwandes sowie zur Senkung der Baukosten. Abschlussbericht für das Vorhaben, Vol. F 2273,1 Band (mehrere Zählungen). IRB Verlag, Stuttgart.

[33] Hilson B. O. (1995): Verbindungen mit stiftförmigen Verbin-dungsmitteln – Theorie. In: Holzbauwerke, STEP 3. S. C3/1–C3/12.Informationsdienst Holz,Fachverlag Holzder Arbeits-gemeinschaft Holz e.V., Düsseldorf.

[34] Kessel M. H. (2002): Tafeln – Eine elastische, geometrischlineare Beschreibung. In: Holzbaukalender 2003. S. 599–632.Bruder Verlag, Karlsruhe.

[35] Blass H. J., Ehlbeck J., Kreuzinger H., Steck G. (2005): Erläu-

terungen zur DIN 1052. Informationsdienst Holz, DeutscheGesellschaft für Holzforschung DGfH, Munich.[36] Norme SIA 265/1 (2009): Construction en bois – Spécifica-

tions complémentaires. Société suisse des ingénieurs et desarchitectes, Zurich.

[37] Steiger R. (2010): Konzept der Bemessung von Bauteilen ausHolzwerkstoffen gemäss Norm SIA 265/1. In: Documen-tation SIA D 0235, Holzbau – Ergänzende Festlegungen.p. 21–36. Société suisse des ingénieurs et des architectes,Zurich.


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7.2 Littérature complémentaire

Documentation SIA D 0227 (2008): Sécurité parasismique des bâ-timents – Questions juridiques et responsabilités. Société suisse desingénieurs et des architectes, Zurich.Norme SIA 260.803 (2005) EN 1998-3: Eurocode 8 – Calcul desstructures pour leur résistance aux séismes – Partie 3, Evaluation etrenforcement des bâtiments. Société suisse des ingénieurs et desarchitectes, Zurich.Documentation SIA D 0211 (2005): Vérification de la sécurité pa-rasismique des bâtiments existants – Introduction au cahier tech-nique SIA 2018. Société suisse des ingénieurs et des architectes,Zurich.Documentation SIA D 0191 (2004): Bases pour l’élaboration desprojets de structures porteuses – Actions sur les structures por-teuses – Exemples de dimensionnement selon les normes SIA 260et 261. Société suisse des ingénieurs et des architectes, Zurich.Lignatec 23/2008. Conception parasismique des bâtiments enbois. Lignum, Zurich.Lestuzzi P., Badoux M (2008) : Génie parasismique – Conception etdimensionnement des bâtiments. Presses polytechniques et univer-sitaires romandes, Lausanne.Bachmann H. (1994): Die Methode der Kapazitätsbemessung.Schweizer Ingenieur und Architekt 112 (45). p. 942–946.Becker K., Zeitter H. (1994): Untersuchung der dynamischenEigenschaften von Detailkonstruktionen aus dem Holzhausbauunter zyklischen Lasten mit grossen Amplituden und ihrer Ausfüh-rung im Hinblick auf die Anwendung. Vol. T 2650. IRB Verlag,Stuttgart.Becker K., Zeitter H. (1993): Untersuchung der dynamischen undduktilen Eigenschaften von mechanischen Verbindungsmitteln imHinblick auf die Beschreibung der Eigenschaften in den europäi-schen Regelwerken – EC 8. Vol. T 2616. IRB Verlag, Stuttgart.Becker K., Zeitter H. (1993): Erarbeitung spezifischer Konstruk-tionsregeln für verschiedene Holzbauweisen und Tragsystemeaus dem Holzbau für den Entwurf des EC 8, Teil 1.3, Kap. 5. Vol.T 2615. IRB Verlag, Stuttgart.Becker K., Zeitter H. (1992): Harmonisierung europäischer Baubes-timmungen – Bauwerke in Erdbebengebieten. Holzbau – theore-tische und experimentelle Untersuchungen für die Anwendung desEC 8. Vol. T 2451. IRB Verlag, Stuttgart.Blass H. J. et al (1994): Timber structures in seismic regions RILEMState-of-the-art Report. In: Materials and Structures 27, p. 157–184. Springer Netherlands.Ceccotti A. (1995): Design of timber structures in seismic regions.In: Holzbauwerke nach Eurocode 5, STEP 3: Grundlagen, Entwick-lungen, Ergänzungen. S. 16/1–16/9. Informationsdienst Holz,Fachverlag Holz der Arbeitsgemeinschaft Holz e.V., Düsseldorf.Ceccotti A. (1995): Les assemblages bois sous l’action sismique. In:Structures en bois aux états limites – Introduction à Eurocode 5,STEP 2: Calcul de structures. p. C17/1–C17/10. SEDI/Eyrolles,Paris.

Ceccotti A., Touliatos P. (1995): Détails constructifs des structuresbois en zones sismiques. In: Structures en bois aux états limites –Introduction à Eurocode 5, STEP 2: Calcul de structures. p. D10/1–D10/11. SEDI/Eyrolles, Paris.Ceccotti A., Follesa M., Lauriola M.P. (2005): Le strutture di legnoin zona sismica – criteri e regole per la progettazione ed il restauro.Edizioni C.L.U.T., Turin.Filiatrault A., Isoda H., Bolz F. (2003): Hysteretic damping of woodframed buildings. Engineering Structures 25. p. 461–471.Girhammar U.A., Andersson H. (1988): Effect of loading rate onnailed timber joint capacity. ASCE Journal of Structural Engineering114(11). p. 2439–2456.

Lam F., Filiatrault A., Kawai N., Nakajima S., Yamaguchi N. (200Performance of timber buildings under seismic load. Part I: experimental studies. Prog. Struct. Engng. Mater. 4. p. 276–285.Paulay T., Priestley M. J. N. (1992): Seismic design of reinforceconcrete and masonry buildings. John Wiley & Sons, New York.Priestley M.J.N. (2003): Myths and fallacies in earthquake engi-neering, revisited. IUSS Press, Pavie.Priestley M. J. N., Calvi G. M., Kowalsky M. J. (2007): Displacment-based seismic design of structures. IUSS Press, Pavie.Schneider J., Schlatter H. P. (1996): Sicherheit und Zuverlässigkeim Bauwesen. vdf Hochschulverlag AG, Zurich.Wirz N. (2007): Erdbebenbemessung und Aussteifung mehrge-schossiger Gebäude in Holzbauweise. Diplomarbeit Nr. F/4/D/531/07/5 avec embargo jusqu’en mars 2012. Haute école spé-cialisée bernoise ABGC, Bienne.Wolf L. (2008): Vereinfachung und Standardisierung der Analysedes Lastfalles Erdbeben in der Planung und Bemessung von mehr-

geschossigen Holzbauten. Diplomarbeit Nr. F/4/D/551/08/5 avecembargo jusqu’en février 2013. Haute école spécialisée bernoiseABGC, Bienne.Wolf J. P. (1995): Feder – Dämpfer – Massen-Modelle. SchweizeIngenieur und Architekt 113(22). p. 518–525.Yasumura M., Yasui S. (2006): Pseudodynamic tests and earth-quake response analysis of timber structures I: plywood-sheathedconventional wooden walls with opening. Journal of Wood Science52 (1). p. 63–68.Yasumura M., Kamada T., Imura Y., Uesugi M., Daudeville L(2006): Pseudodynamic tests and earthquake response analysis oftimber structures II: two-level conventional wooden structureswith plywood sheathed shear walls. Journal of Wood Science 52(1). p. 69–74.


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Ci-dessous sont rassemblées les institutions les plus

importantes de Suisse qui, dans la recherche etl’administration, se consacrent au thème des trem-

Recherche

CENATCentre de compétences risques naturels(ETHZ, EPFL, WSL, SLF, Universités)www.cenat.chLe CENAT de l’Institut Fédéral pour l’Etude de la Neige et desAvalanches SLF à Davos initie et encourage la recherche trans-et interdisciplinaire et la formation et le perfectionnement dansle domaine des risques naturels. Il sert en outre de référence pour les autorités, les associations, les entreprises et un large public sur les questions liées aux risques naturels.

CREALPCentre de recherche en environnement alpinwww.crealp.chLe CREALP est une fondation créée en 1968 par le canton duValais et la ville de Sion. Il est engagé dans la recherche appliquéedans le domaine des risques naturels; il se préoccupe, entre autres,d’effectuer une cartographie régionale des risques de tremblementde terre.

EPFL, ENACInstitut de Structures IShttp://is.epfl.chL’IS mène des recherches dans le domaine de l’ingénierie para-sismique et dans la gestion des risques sismiques.

EmpaLaboratoire d’ingénierie des structureswww.empa.ch/abt116

Le Laboratoire d’ingénierie des structures de l’EMPA mène des re-cherches et offre des services relatifs aux thèmes de la dynamiquedes constructions, de l’amortissement des vibrations et de l’équi-pement parasismique.

7.3 Sources d’information en Suisse relatives aux séismes

Organisations faîtières

PLANATPlateforme nationale ‹dangers naturels›www.planat.chPLANAT est une commission extraparlementaire instituée par leConseil fédéral. Les agences de la Confédération et des cantons ysont représentées, ainsi que la recherche, les associations profes-sionnelles, l’économie et les assurances.

SGEBSociété suisse du génie parasismique et de la dynamiquedes structureswww.sgeb.chLa SGEB représente, en tant que société spécialisée de la SIA, les in-térêts des ingénieurs spécialistes des constructions parasismiques etde la dynamique des structures.

SEDService Sismologique Suissewww.seismo.ethz.chLe SED est intégré dans l’institut de géophysique de l’EPFZ. Depuis1878, l’activité sismique en Suisse fait systématiquement l’objetd’un rapport. En 2004, il a notamment publié la nouvelle carte desdangers sismiques en Suisse.

Offices fédéraux

OFEVOffice fédéral de l’environnementwww.bafu.admin.ch/erdbeben

L’OFEV anime une Centrale de Coordination pour la mitigation desséismes dans la division Dangers naturels. En tant que responsablede la mitigation des séismes auprès de la Confédération, l’OFEV alancé un programme de mesures en sept points. Un concept d’in-tervention en fait partie, qui règle la protection et le soutien à lapopulation lors d’un tremblement de terre.

OFPPl’Office fédéral de la protection de la populationwww.bevoelkerungsschutz.chL’OFPP du Département fédéral de la défense, de la protection dela population et des sports (DDPS) est en principe responsable auniveau fédéral de la protection de la population. Il analyse par exemple les effets des séismes et met ces bases à disposition de di f-férentes organisations partenaires et des cantons. De plus, il assurepar le biais de la Centrale nationale d’alarme (CENAL, www.naz.ch)la mise en alerte de tous les organes utiles.

blementsde terre. Desdonnées complètessur les dif-

férentes associations sont disponibles sur Internet.


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Plan d’action bois et Fonds pour les recherches

forestières et l’utilisation du boisOFEVDivision Forêts3003 Bernewww.bafu.admin.ch

HEV SchweizSeefeldstrasse 60Case postale8032 Zurichwww.hev-schweiz.ch

SGEBSociété suisse du génie parasismiqueet de la dynamique des structuresCase postale 2128093 Zurichwww.sgeb.ch

SIASociété suisse des ingénieurs et des architectesSelnaustrasse 16Case postale8027 Zurichwww.sia.ch

usic

Union Suisse des Sociétés d’Ingénieurs-ConseilsAarbergergasse 16/183011 Bernewww.usic.ch

7.4 Soutiens du projet


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Impressum

Editeur Lignum, Economie suisse du bois, ZurichChristoph Starck, directeur

Soutien décisifFonds pour les recherches forestières et l’utilisation du boisPlan d’action bois, Office fédéral de l’environnement (OFEV)

AuteursRoland Brunner, dipl. Ing. HTL, Lignum, ZurichPirmin Jung, dipl. Ing. FH, Pirmin Jung Ingenieurefür Holzbau AG, RainRené Steiger, Dr. sc. techn., Empa, Abteilung Holz, DübendorfThomas Wenk, Dr. sc. techn., Wenk Erdbebeningenieurwesenund Baudynamik GmbH, ZurichNiklaus Wirz, dipl. Ing. FH, Pirmin Jung Ingenieurefür Holzbau AG, Rain

Relecture techniqueAndrea Bernasconi, Prof. Dr. sc. techn., Professeur de technologieet de construction en bois, heig-vd/HES-SO, Yverdon-les-BainsAlessandro Dazio, Dr. sc. techn., ZurichKonrad Merz, dipl. Ing. HTL, merz kley partner, Altenrhein

Traduction

Jean-Marie Rotzer, Le PrévouxDenis Pflug, Cedotec – Lignum, Le Mont-sur-Lausanne

Mise en formeSchwabe AG, Muttenz

ImpressionSchwabe AG, Muttenz

IllustrationsLes sources des illustrations figurent dans les légendes respectives.Sans indication, les illustrations sont des auteurs.Le copyright de cette documentation est propriété de Lignum,Economie suisse du bois, Zurich. Toute reproduction n’est autori-sée qu’avec l’accord exprès et écrit de l’éditeur.

Exclusion de responsabilitéLa présente publication a été produite avec le plus grand soinet selon les meilleures connaissances. Les éditeurs et les auteursne répondent pas de dommages pouvant résulter de l’utilisationet de l’application de cette publication.

LIGNUMEconomie suisse du boisEn Budron H6, 1052 Le Mont-sur-LausanneTél. 021 652 62 22, Fax 021 652 93 [email protected], [email protected], www.lignum.ch

Bâtiments en bois parasismiques de plusieurs étagesJuin 2010

batiment bois parasismiques f

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