residence les charpentiers, morges analyse...

INSA STRASBOURG – GENIE CIVIL

PROJET DE FIN D’ETUDES

MEMOIRE

RESIDENCE LES CHARPENTIERS, MORGES

ANALYSE DE LA STRUCTURE PORTEUSE D’UN BATIMENT R+5

SUR PARKING SOUTERRAIN

Société d’accueil : Amsler Bombeli et Associés SA

31, rue de Chêne Bougeries,

1224 Chêne-Bougeries, Genève

PFE présenté par : GASSMANN Xavier

Tuteur industriel : GATTUSO Nicola, Ingénieur Civil Polytechnique de Turin et de

Catalogne

Enseignant superviseur : HOTTIER Jean-Michel, Professeur agrégé de génie civil ENS

de Cachan

Genève, JUIN 2012

Projet de Fin d’Etudes : Analyse de la structure porteuse du bâtiment « Les Charpentiers »

Mémoire 2012 GASSMANN Xavier /102

Remerciements

Je tiens à remercier dans un premier temps la Direction de la société Amsler Bombeli et Associés SA

pour m’avoir accueilli durant le Projet de Fin d’Etudes ainsi que l’ensemble des personnes qui m’ont

accompagné au fil des semaines, et en particulier :

Messieurs David AMSLER, docteur ingénieur civil EPF Zurich et Philippe BOMBELI, ingénieur civil

EPF Lausanne, pour leur intégration au sein de l’entreprise et leur confiance accordée.

Monsieur Alfredo MARURI, ingénieur civil EPF Lausanne, pour ses conseils, ses connaissances et

son suivi.

Monsieur Nicola GATTUSO, ingénieur civil polytechnique Turin et Catalogne, et tuteur du Projet de

Fin d’Etudes pour sa pédagogie, ses conseils et sa disponibilité lors des différentes phases de l’étude.

Mademoiselle Claire FELLMANN, ingénieure en structure et géotechnique des mines d’Alès, pour la

présentation du projet des Charpentiers, ses conseils et son enseignement.

Je remercie également les ingénieurs civils et les dessinateurs pour leur disponibilité et leur aide.

Je souhaite finalement remercier, Monsieur Jean-Michel HOTTIER, professeur agrégé de génie civil

ENS de Cachan pour son encadrement et sa disponibilité lors du suivi de Projet de Fin d’Etudes.



Résumé

Le Projet de Fin d’Etudes s’est déroulé au sein de l’équipe structure du bureau d’ingénieur civil Amsler

Bombeli et Associés SA de Genève du 30 Janvier au 15 Juin 2012. Le projet suivi est la construction

d’un ensemble résidentiel « Les Charpentiers » à Morges qui se compose d’un vaste parking

souterrain de 3660 m2 sur lequel sont construit 3 bâtiments de 5 étages. Les bâtiments sont

entièrement réalisés en béton armé. Leur particularité est qu’à partir du deuxième étage, les dalles

des trois bâtiments sont communes.

Le projet permet la création de 63 appartements et de 3 surfaces commerciales au rez de chaussée.

La surface hors œuvre nette (SHON) est d’environ 13650 m2 et le montant du gros œuvre est estimé à

6 millions d’euros (7,2 millions de CHF).

La période du Projet de Fin d’Etudes se situe au début de la phase d’exécution pour l’ingénieur civil

qui est chargé de dimensionner l’ensemble des éléments porteurs. Les travaux de béton commencent

début du mois de Juin. La livraison de la résidence est prévue pour le Printemps 2014.

L’objectif de l’ingénieur-étudiant est de dimensionner la structure de la résidence en respectant les

recommandations des normes suisses SIA. Le travail réalisé se décompose en 3 parties distinctes

comprenant une étude statique des différents éléments en béton armé du sous-sol, une étude du

renforcement des sommiers soumis à des efforts élevés par un profilé métallique et une étude

dynamique basée sur la méthode des forces de remplacement afin de vérifier la stabilité horizontale

des refends.

Mots clefs : Dimensionnement, Béton armé, Profilé métallique, Méthode sismique des forces de

remplacements

Abstract

The final project assignment was completed in the Civil engineering Company Amsler Bombeli and

Associés SA at Geneva from 30 January to 15 June 2012. The project is the construction of an

apartment complex “Les Charpentiers” located at Morges in Switzerland which is composed of 3 five

story buildings linked by an underground car park of 3660m2. The building will be made of reinforced

concrete. The uniqueness of the apartment complex is that the upper floors are linked together with

common concrete slabs.

The building “Les Charpentiers” consists of 63 apartments and 3 commercial areas located on the first

story. The main concrete construction work is estimated at 6 million Euros. (7,2 million CHF)

During the final project assignment it was essential that the engineers created accurate structural

designs in order the draughtsman can produce the necessary plans. The construction of the apartment

commences at the beginning of June 2012 and is planned to be completed during the spring of 2014.

The student is to design the building in compliance with the Swiss recommendations from the

standards SIA. The completed project is composed of three main parts including a static analysis of

the supporting reinforced concrete members from the basement, a study of a concrete beam

reinforced with a steel profile and a dynamic verification of the concrete shear walls based on the

replacement forces method.

Key words : Structural design, Reinforced concrete, Steel profile, Seismic analysis with replacement

forces method



Sommaire

Remerciements…………………………………………………………………………..……………………...2

Résumé…………………………………………………………………….……………………………………..3

Abstract…………………………………………………………………….……………………………………..3

Introduction………………………………………………………………………………………………………10

1. Description du cadre de travail ...................................................................................................... 11

1.1. Le bureau d’ingénierie Amsler Bombeli et Associés SA ....................................................... 11

1.2. Historique ............................................................................................................................. 11

1.3. Implantation et organisation .............................................................................................. 12

1.3.1. Implantation .................................................................................................................. 12

1.3.2. Organisation ................................................................................................................. 13

1.4. Equipe structure.................................................................................................................... 13

1.5. Outils de travail ..................................................................................................................... 14

1.5.1. Logiciels informatiques ................................................................................................. 14

1.5.2. Base documentaire ....................................................................................................... 14

1.6. Prestations de l’ingénieur civil .............................................................................................. 15

1.6.1. Déroulement des prestations ........................................................................................ 15

1.6.2. Mission et position de l’ingénieur civil ........................................................................... 15

2. Présentation du Projet de Fin d’Etudes ......................................................................................... 17

2.1. Description du chantier ......................................................................................................... 17

2.1.1. Implantation .................................................................................................................. 17

2.1.2. Acteurs du projet ........................................................................................................... 17

2.1.3. Caractéristiques ............................................................................................................ 18

2.1.4. Contexte géotechnique ................................................................................................. 19

2.1.5. Description du bâtiment ................................................................................................ 20

2.1.6. Construction .................................................................................................................. 22

2.1.7. Planning des travaux .................................................................................................... 22

2.2. Objectifs et problématique .................................................................................................... 23

2.3. Travail du Projet de Fin d’Etudes .......................................................................................... 23



3. Etude statique ............................................................................................................................... 24

3.1. Actions verticales .................................................................................................................. 24

3.2. Type de fondation ................................................................................................................. 24

3.3. Détermination des sollicitations ............................................................................................ 25

3.4. Dimensionnement des éléments du sous sol ....................................................................... 25

3.4.1. Matériaux ...................................................................................................................... 25

3.4.2. Radier ........................................................................................................................... 26

3.4.3. Piliers ............................................................................................................................ 29

3.4.4. Dalle du parking ............................................................................................................ 32

3.4.5. Murs périphériques extérieurs ...................................................................................... 34

4. Sommier mixte .............................................................................................................................. 36

4.1. Description de la structure .................................................................................................... 36

4.2. Données du problème .......................................................................................................... 39

4.2.1. Exigences à respecter .................................................................................................. 39

4.2.2. Solutions envisageables ............................................................................................... 39

4.3. Valeur de calcul de l’effet des actions ................................................................................... 40

4.3.1. Charge des piliers ......................................................................................................... 40

4.3.2. Charge du mur pignon .................................................................................................. 40

4.4. Présentation des choix retenus pour renforcer le sommier ................................................... 41

4.5. Etude du profilé enrobé HL 1000 B....................................................................................... 43

4.5.1. Caractéristiques des matériaux .................................................................................... 43

4.5.2. Résistance du profilé enrobé ........................................................................................ 43

4.5.3. Classification du profilé ................................................................................................. 43

4.5.4. Comportement élastique linéaire .................................................................................. 45

4.5.5. Caractéristiques du profilé ............................................................................................ 46

4.5.6. Sollicitation à la flexion.................................................................................................. 47

4.5.7. Sollicitation à l’effort tranchant ...................................................................................... 55

4.5.8. Interaction flexion et effort tranchant ............................................................................. 57

4.5.9. Etude de la torsion ........................................................................................................ 58

4.5.10. Introduction d’efforts ponctuels sur le sommier ............................................................. 61

4.5.11. Vérification du profilé HL 1000 B .................................................................................. 63

4.6. Etude d’un profilé reconstitué soudé..................................................................................... 65

4.6.1. Calcul de la résistance et de la stabilité ........................................................................ 65

4.6.2. Exigences ..................................................................................................................... 65

Dimensionnement du profilé .......................................................................................................... 65

4.7. Liaisons entre les dalles et le sommier enrobé ..................................................................... 68

4.7.1. Solutions envisageables ............................................................................................... 68

4.7.2. Solution retenue ............................................................................................................ 69



5. Etude dynamique .......................................................................................................................... 70

5.1. Modèle sismique ................................................................................................................... 70

5.1.1. Simplification ................................................................................................................. 70

5.1.2. Masse par étage ........................................................................................................... 70

5.1.3. Centre des masses M et centre de rigidité S ................................................................ 71

5.2. Paramètres de base de l’étude sismique .............................................................................. 73

5.3. Méthode des forces de remplacement .................................................................................. 73

5.3.1. Satisfaction des critères de la méthode ........................................................................ 73

5.3.2. Etude de la période fondamentale de vibration ............................................................. 75

5.3.3. Spectre de dimensionnement ....................................................................................... 76

5.3.4. Détermination des forces horizontales de remplacement ............................................. 77

5.4. Répartition des forces horizontales de remplacement dans le refend 7 ............................... 79

5.5. Vérification du refend ............................................................................................................ 81

5.5.1. Armatures verticales ..................................................................................................... 82

5.5.2. Armatures horizontales ................................................................................................. 83

Synthèse…………………………………………………………………………………..………………..…...84

Conclusion………………………………………………………………….…………………………………...85

BibliographieT&TWebographie………………………………………….……………..……………………..86



Annexes

Annexe 1, Organigramme .................................................................................................................... 87

Annexe 2, Planning de chantier - Gros Œuvre béton armé .................................................................. 88

Annexe 3, Récapitulatif des charges utilisées pour le calcul des différentes zones du bâtiment.......... 89

Annexe 4, Disposition des pieux .......................................................................................................... 90

Annexe 5, Sollicitations dans les porteurs du parking .......................................................................... 91

Annexe 6, Isolignes de la section d’armature supérieure nécessaire dans le radier selon la direction x

............................................................................................................................................................ .92

Annexe 7, Fiche de calcul Ancotech - dimensionnement du ferraillage pour éviter le poinçonnement du

radier .................................................................................................................................................... 93

Annexe 8, Diagrammes du moment fléchissant le long des murs périphériques contre terre .............. 94

Annexe 9, Sollicitations du sommier au niveau des 5 positions à renforcer ......................................... 95

Annexe 10, Feuille de calcul du profilé reconstitué soudé choisi ........................................................ 100

Annexe 11, Etude géotechnique ........................................................................................................ 101

Annexe 12, Calcul des masses par étages et de la masse totale excitée ............. 102



Table des illustrations

Liste des figures

Figure 1.3.1.1 : Implantation de la société ............................................................................................ 12

Figure 1.3.2.1 : Répartition des postes au sein de la société ............................................................... 13

Figure 1.6.1.1 : Phases d’un projet. Les prestations de l’ingénieur civil figurent en bleu ...................... 15

Figure 1.6.2.1 : Enclenchement des phases du projet Charpentier ...................................................... 16

Figure 2.1.1.1 : Implantation du bâtiment ............................................................................................. 17

Figure 2.1.3.1 : Répartition des coûts du Gros Œuvre ......................................................................... 18

Figure 2.1.5.1 : Coupe longitudinale du bâtiment d’après le plan d’architecte...................................... 20

Figure 2.1.5.2 : Vue en coupe du bâtiment d’après le plan d’architecte ............................................... 20

Figure 2.1.5.3 : Implantation des bâtiments. Le parking souterrain s’étend sous la verdure ................ 21

Figure 2.1.5.4 : Représentation du bâtiment ........................................................................................ 21

Figure 3.3.1 : Modélisation de la structure............................................................................................ 25

Figure 3.4.2.6.1 : Positionnement des piliers et des pieux ................................................................... 28

Figure 3.4.2.6.2 : Transition des efforts du pilier vers les pieux ............................................................ 28

Figure 3.4.3.6.1 : Caractéristiques des piliers ...................................................................................... 31

Figure 3.4.4.3.1 : Représentation du périmètre .................................................................................... 32

Figure 4.1.1 : Localisation du sommier ................................................................................................. 36

Figure 4.1.2 : Présentation des positions de renforcement du sommier ............................................... 37

Figure 4.3.2.1 : Modélisation du mur pignon et des charges appliquées pour chaque étage ............... 40

Figure 4.4.1 : Détail architecte du profilé enrobé .................................................................................. 42

Figure 4.5.4.1 : Comportement élastique linéaire ................................................................................. 45

Figure 4.5.6.2.2.1 : Représentation du déversement d'un profilé ......................................................... 48

Figure 4.5.6.2.2.2 : Membrure comprimée prise en compte dans le calcul .......................................... 49

Figure 4.5.6.2.3.2 : Représentation d’un profilé pour l’étude du voilement ........................................... 53

Figure 4.5.6.2.3.3 : Sélection du coefficient de voilement kmin………………………………………...…..53

Figure 4.5.7.2.1.1 : Cisaillement de l'âme du profilé ............................................................................. 56

Figure 4.5.7.2.1.2 : Elément plan cisaillé .............................................................................................. 56

Figure 4.5.7.2.1.3 : Appui du la façade sur le sommier ........................................................................ 56

Figure 4.5.9.1.1 : Représentation de l’effort de torsion ......................................................................... 58

Figure 4.5.10.1.1 : Diffusion des contraintes verticales ........................................................................ 61

Figure 4.6.2.1 : Espace disponible pour insérer le profilé ..................................................................... 65

Figure 4.6.2.2 : Dimensions du profilé choisi ........................................................................................ 65

Figure 4.6.2.3 : Espace disponible pour insérer le profilé ..................................................................... 65

Figure 4.7.1.1 : Schéma de principe représentant les armatures longitudinales des dalles traversant

l'âme ..................................................................................................................................................... 68



Figure 4.7.1.2 : Schéma de principe représentant les armatures longitudinales des dalles soudées sur

l’âme ..................................................................................................................................................... 68

Figure 5.1.1.1 : Disposition des refends au 1er étage des bâtiments ................................................... 70

Figure 5.1.2.1 : Elévation du bâtiment .................................................................................................. 70

Figure 5.1.3.1 : Disposition des refends à considérer lors de l'étude sismique .................................... 71

Figure 5.1.3.2 : Position du centre de masse M et du centre de torsion S ........................................... 72

Figure 5.3.4.1.1 : Forces horizontales de remplacement calculées selon les différentes méthodes .... 77

Figure 5.3.4.2.2 : Répartition de la force horizontale de remplacement sur la hauteur ........................ 78

Figure 5.4.1 : Position du refend 7…………...…………………………………………………………….…79

Figure 5.4.3 : Diagrammes des valeurs de calcul des efforts internes…………….……………………..80

Figure 5.5.1 : Ferraillage d'un refend .................................................................................................... 81

Liste des tableaux

Tableau 1.3.1.2 : Répartition du personnel au sein des succursales ................................................... 12

Tableau 4.2.2.1 : Comparaison d'un profilé laminé et d'un profilé reconstitué soudé

(+ : avantage ; - : inconvénient) ............................................................................................................ 39

Tableau 4.5.6.2.3.1 : Elancements limites pour une section bi symétrique .......................................... 52

Tableau 4.5.11.2.1 : Vérification de la résistance du profilé HL 1000 B pour remplacer le sommier en

béton armé ........................................................................................................................................... 63

Tableau 5.2.1 : Paramètres intervenants dans les spectres pour un sol de fondation de classe E ...... 73

Tableau 5.3.1.1 : Vérification des critères de régularité ....................................................................... 74

Tableau 5.3.2.1 : Valeurs de la période fondamentale calculées avec les différentes méthodes ......... 75

Tableau 5.3.3.1 : Valeur du coefficient de comportement q pour les structures porteuses à

comportement ductile ........................................................................................................................... 76

Tableau 5.3.4.2.1 : Répartition des forces horizontales aux différents étages ..................................... 78

Tableau 5.4.2 : Répartition des efforts à chaque niveau du refend 7 ................................................... 80



Introduction

Le projet « Les Charpentiers » est un ensemble d’habitation de 3 bâtiments de 5 étages ayant un sous

sol commun. La particularité des 3 bâtiments est que les dalles hautes sont reliées entre elles afin

d’augmenter la surface habitable. Ce détail architectural permet de donner une impression de

discontinuité de l’ensemble d’habitation. Le parking souterrain à une superficie de 3660 m2 et la

surface habitable est de 7050 m2

Le Projet de Fin d’Etude se situe dans le début de la phase d’exécution du projet. A ce niveau

d’avancement de projet, le travail de l’ingénieur civil consiste à dimensionner les différents éléments

structurels et à contrôler la réalisation des travaux.

La première partie de ce mémoire présente le bureau d’étude Amsler et Bombeli SA. Elle

reflète également l’environnement de travail d’un ingénieur civil suisse.

La deuxième partie permet de présenter le projet « Les Charpentiers » afin de pouvoir établir

les objectifs et la problématique du Projet de Fin d’Etude.

L’étude statique permettant de dimensionner les éléments structurels en béton armé du sous-

sol constitue une troisième partie. La première étape du travail consiste à établir le bilan des

actions. Il est alors ensuite nécessaire de réaliser la descente de charge afin de déterminer

les sollicitations dans les différents éléments. L’étude statique s’appuie sur les

recommandations des normes suisses SIA.

La quatrième partie correspond à l’étude d’un sommier mixte. Cet élément nécessite une

attention particulière car il est sollicité par d’importantes charges ponctuelles provenant des

piliers et des murs pignons. La solution constructive étudiée est d’enrober un profilé

métallique de béton afin de pouvoir reprendre les sollicitations élevées. Un détail de

conception est à prévoir car le sommier mixte est lié à la dalle du sous sol des bâtiments et à

la dalle du parking souterrain.

La dernière partie correspond à la vérification de la stabilité latérale du bâtiment vis-à-vis

d’une sollicitation sismique. Une étude se basant sur les forces de remplacement est

envisagée afin de déterminer les actions horizontales par étages. La disposition des refends a

été effectuée lors de la phase d’avant-projet.



1. Description du cadre de travail

1.1. Le bureau d’ingénierie Amsler Bombeli et Associés SA

Amsler Bombeli et Associés SA est un bureau d’ingénieurs civils et géotechniciens spécialisé dans de

nombreux domaines d’activités tels que la structure, le génie civil, les ouvrages d’art, la géotechnique,

l’environnement, les travaux souterrains et les travaux spéciaux.

Cette société basée à Chêne-Bougeries, en périphérie de Genève, développe son activité sur

l’ensemble du territoire suisse et régulièrement à l’étranger. Par le biais de la filiale du bureau Betech

Sarl, localisé à Annemasse, l’entreprise travaille sur des mandats français.

Le site de Genève compte 44 employés.

Les principaux partenaires de la société sont des maîtres d’ouvrages publics (autorités cantonales,

communes genevoises, ville et état de Genève, organisations internationales…) ou privés, ainsi que

les entreprises générales ou spécialisées.

1.2. Historique

L’historique de la société est :

o M. Pierre Amsler a créé la société « Pierre Amsler, Géotechnique et Fondations » en 1979, en

raison individuelle. Son activité était alors principalement axée sur la géotechnique.

o En 1991, Philippe Bombeli rejoint Pierre Amsler en tant qu’administrateur de la société. La

géologie du secteur genevois étant parfaitement connue, les besoins dans ce domaine se

sont amoindris. Ainsi, le bureau s’est tourné vers des secteurs plus porteurs, tels que les

travaux spéciaux et le bâtiment.

o Ce changement s’accompagne d’une modification de raison sociale. La société devient une

société anonyme intitulée : « Amsler & Bombeli SA, bureau d’ingénieurs civil et de

géotechnique EPF/SIA ».

o En 1995, M. David Amsler, fils de M. Pierre Amsler, rejoint la société comme administrateur-

secrétaire. Cette même année, la société change une nouvelle fois de raison sociale pour se

nommer « Amsler et Bombeli SA ».

o En mai 1998, le bureau est certifié ISO 9001 par l’Association Suisse pour Systèmes

de Qualité et de management.

o Au cours de l’année 1999, une succursale est crée à Lausanne. Ce bureau s’occupe

uniquement de deux secteurs d’activités : l’infrastructure et la superstructure.

o En 2000, M. Pierre Amsler quitte l’entreprise pour prendre sa retraite.

M. Philippe Bombeli devient alors administrateur et président de la société.

o Arrivée de Piero Fonzo et George Favre, en 2002 en tant qu’administrateurs de la succursale

de Lausanne. En 2007, Yves Borloz remplace George Favre.



o Durant l’année 2008, La société « Amsler Bombeli Izzo et Ass. SA » est fondée à Lugano

dans le but de mener à bien des mandats sur le territoire tessinois.

o Alfredo Maruri devient le cinquième administrateur en 2011.

o Le 15 novembre 2010, la société change à nouveau de raison sociale et se nomme « Amsler

Bombeli et Associés SA ».

o Amsler Bombeli & Associés SA est également actionnaire majoritaire de la société Betech

Sarl, située à Annemasse (France). Cette société est gérée par M. Bombeli, et permet à

Amsler Bombeli et Associés SA d’acquérir des mandats en France.

1.3. Implantation et organisation

1.3.1. Implantation

Comme on peut le voir sur la carte d’implantation ci-dessus, l’entreprise Amsler Bombeli SA possède

4 succursales en Suisse.

La répartition du personnel dans ces différentes succursales est la suivante :

Site Personnel

Genève 44

Lausanne 13

Lugano (CH) 1

Sion (CH) 0

Annemasse (FR) 7

Tableau 1.3.1.2 : Répartition du personnel au sein des succursales

Actuellement, Amsler Bombeli SA regroupe 65 collaborateurs. Aucun employé n’est présent sur le site

de Sion, le personnel des autres bureaux assurent l’activité.

Figure 1.3.1.1 : Implantation de la société



1.3.2. Organisation

L’organigramme présenté en Annexe 1, Organigramme donne un aperçu de la structure interne. Les

quatre secteurs d’activité sont la Géotechnique, le Structure, le Génie Civil et la protection de

l’Environnement.

La société est dirigée par cinq administrateurs : Philippe Bombeli, David Amsler, Piero Fonzo, Yves

Borloz et Alfredo Maruri.

Le chiffre d’affaire de l’année 2010 est de 7,4 millions de CHF soit environ 6,1 millions d’Euros.

1.4. Equipe structure

Pour le Projet de Fin d’Etudes, je travaille au sein de l’équipe Structure. Cette dernière est composée

de 9 ingénieurs civils. Deux ingénieurs, Nicola Gattuso et Claire Fellmann travaillent en collaboration

sur le projet « Les Charpentiers ».

Figure 1.3.2.1 : Répartition des postes au sein de la société



1.5. Outils de travail

L’entreprise dispose de nombreux outils informatiques et d’un base documentaire afin de réaliser

efficacement les diverses tâches du bureau.

1.5.1. Logiciels informatiques

Les logiciels informatiques que dispose le bureau sont :

o Cubus 6 comportant les différents programmes de calcul :

Cedrus pour le dimensionnement et l’analyse des dalles

Statik pour l’analyse des structures

Fagus pour l’analyse des sections

Pyrus pour le dimensionnement et l’analyse des colonnes en béton armé

o Ancotech, logiciel constructeur pour le dimensionnement des armatures de cisaillement

o Aschwanden, logiciel constructeur utilisé pour déterminer le choix des colonnes préfabriquées

o SCIA Engineer 2011.0

o Autodesk 2011

o Des programmes internes pour le dimensionnement des éléments selon les recommandations

de la norme SIA 262 Construction en béton.

1.5.2. Base documentaire

La base documentaire est composée :

o Des normes suisses SIA (Société suisse des Ingénieurs et Architectes)

o Des Traités de Génie Civil de l’école polytechnique de Lausanne

o Des documents dispensés par des professeurs d’écoles d’ingénieurs

o Des documents techniques des fabricants

La présence d’une bibliothèque au sein de l’entreprise est très intéressante car elle permet de

développer et d’approfondir les compétences. Lors de l’arrivé au sein de l’équipe, il est important de

consacrer du temps afin de s’accommoder avec les supports utilisés lors des études.

Etant donné que le Projet de Fin d’Etudes est ma première expérience en bureau d’étude, le temps

consacré à l’apprentissage des normes suisses SIA est plus important. L’avantage d’avoir étudié des

ouvrages est de pouvoir s’y référer rapidement en cas de doutes ou de questions.

Généralement, chaque ingénieur dispose de ses propres documents. La culture du document est très

développée dans le monde de l’ingénierie

La base documentaire permet aux ingénieurs de s’assurer que les études réalisées sont conformes

aux recommandations nationales.



1.6. Prestations de l’ingénieur civil

1.6.1. Déroulement des prestations

Les différentes phases d’avancement des travaux sont définies par la norme Suisse SIA 103

Règlement concernant les prestations et honoraires des ingénieurs civils.

Le mandat de l’ingénieur civil comprend les prestations englobant le projet, la réalisation et

l’exploitation.

Le tableau ci-dessous présente le déroulement usuel d’un projet.

Phases Phases partielles

Définition des objectifs Enoncé des besoins

Approche méthodologique

Etudes préliminaires Définition de l’objet, étude de faisabilité

Procédure du choix du mandataire

Etude du projet Avant-projet

Projet de l’ouvrage

Procédure de demande d’autorisation

Appel d’offres Appels d’offre, comparaisons des offres,

propositions d’adjudication

Réalisation Projet d’exécution

Exécution de l’ouvrage

Mise en service, achèvement

Exploitation Fonctionnement

Maintenance

Figure 1.6.1.1 : Phases d’un projet. Les prestations de l’ingénieur civil figurent en bleu

1.6.2. Mission et position de l’ingénieur civil

L’ingénieur civil remplit des tâches de conseil, de conception, d’étude de projet, de direction de

travaux et d’exploitation d’ouvrages ainsi que la direction générale du projet et de la coordination dans

son domaine spécialisé.

Le travail de l’ingénieur suisse se différencie du travail de l’ingénieur français car en Suisse l’ingénieur

mène le projet dans son ensemble. En effet, l’activité débute lors de la phase d’étude de projet puis

elle comprend ensuite les études d’exécution, la direction des travaux et le suivi de chantier. En

Suisse, le projet n’est pas suivi par un bureau de contrôle. Au niveau structurel, le bureau d’ingénieur

est pénalement responsable.

A fin Janvier 2012, lors du début du stage, le projet « Les Charpentiers » était au début de la phase

dite d’exécution.



Cette étape du projet s’inscrit après l’étude de soumission qui équivaut à la phase d’Assistance pour

la passation des Contrats de Travaux (A.C.T) en France. Les soumissions coïncident au travail de

Décomposition des Prix Globaux. Elles sont réalisées sur la base des plans d’architectes et sont

ensuite soumises à l’entreprise générale ou à l’architecte qui effectue la maîtrise d’œuvre. Ce dernier

consulte ensuite les entreprises. Lorsque les entreprises sont désignées, la phase d’exécution peut

débuter et l’ingénieur civil peut réaliser les études en tenant compte des différentes recommandations.

Avant projet

Soumission Exécution

Mars 2011 Aout 2011 Janvier 2012 En cours

Figure 1.6.2.1 : Enclenchement des phases du projet Charpentier



2. Présentation du Projet de Fin d’Etudes

2.1. Description du chantier

Le projet « Les Charpentiers » correspond à la construction d’une résidence de logements locatifs

R+5 comprenant 3 surfaces commerciales au sous sol et 63 appartements. Le sous sol est composé

d’un parking souterrain de .

2.1.1. Implantation

Le projet se situe 2-4-6 Rue des Charpentiers à Morges sur les parcelles n° 3766, 3767, 3768, 3772

et 3915. Morges se situe le long du lac Léman dans le canton de Vaud à proximité de Lausanne.

2.1.2. Acteurs du projet

Maîtrise d’ouvrage : PromoLéman SA, Carouge (Genève)

Maîtrise d’œuvre : Entreprise générale : Negg SA, Thônex (Genève)

Architecte : Segatori SA, Morges et Goetschmann, Carouge (Genève)

Ingénieur civil : Amsler Bombeli et Associés SA, Chêne Bougeries (Genève)

Le cadre rouge coïncide avec la délimitation du radier du parking souterrain (environ 45m*105m)

Lausanne

Genève

Morges

Rue des Charpentiers

Immeuble Desponds

Figure 2.1.1.1 : Implantation du bâtiment



2.1.3. Caractéristiques

Type de logement : 63 appartements de 2,5 à 5,5 pièces et 3 surfaces

commerciales qui sont répartis dans 3 immeubles

Surface habitable : 7050 m2

Surface du radier : 5100 m2

SHON (Surface Hors Œuvre Net) : 13650 m2

Volume de terrassement : 21600 m3

Aciers d’armature : 900 tonnes

Volume de béton : 8960 m3

Date de livraison : Printemps 2014

Coût par corps d’Etat :

Béton et béton armé : 7 166 000 CHF = 5 922 000 €, Claudio D’Orlando

SA, Genève

Travaux spéciaux – Fondations (Pieux) : 1 150 000 CHF = 950 000 €,

Implenia Construction SA - Travaux spéciaux, Echandens

Terrassement, 2 226 000 CHF = 1 840 000 €, Sotrag SA, Etoy

Travaux spéciaux – Enceinte étanche (Palplanche, Jet Grouting),

535 000 CHF = 442 000 €,

Implenia Construction SA- Travaux spéciaux, Echandens

Béton et BA

Travaux spéciaux-Pieux

Terrassement

Travaux spéciaux-Enceinte étanche

Figure 2.1.3.1 : Répartition des coûts du Gros Œuvre



2.1.4. Contexte géotechnique

Un rapport géotechnique a été rédigé par le bureau Karakas & Français sur la base de 2 sondages

carottés de 15 m de profondeur.

La forme du terrain est subhorizontale et son altitude est voisine de 376,5 msm (mètre sur mer).

Les terrains suivants ont été mis en évidence, pris depuis la surface et en pénétrant dans le sol :

Les remblais : remblais de granulométrie variable, passant de graviers

sableux à des limons argilo-sableux, sur des épaisseurs variant de 1,8 m

à 2 m au droit des sondages

Les alluvions grossières : graviers à sables moyens à grossiers plus

ou moins limoneux, d’épaisseurs variant de 0,9 m à 1,4 m

Les alluvions fines : limons sableux plus ou moins argileux et limons

argileux, de consistance molle à très molle

La moraine aquatique : limon argileux plus ou moins sableux

généralement assez graveleux, peu à assez compact, de compacité

moyenne

La moraine saine de capacité portante conséquente

L’étude géotechnique décrivant les différentes couches du sol figure Annexe 11. Etude géotechnique.

Les couches géologiques superficielles possèdent une mauvaise capacité portante.

Une nappe phréatique s’écoulant avec un faible gradient vers le lac Léman a été mise en évidence.

Le 07.08.08, les niveaux piézométriques ont été mesurés aux altitudes 374,7 et 373,1 msm soit des

profondeurs de 1,8 m à 3,4 m par rapport au terrain actuel.

376.5 msm

374,6 msm

373,5 msm

370,5 msm

367,0 msm



2.1.5. Description du bâtiment

La structure est composée de trois immeubles reliés par un sous-sol et par les dalles des étages.

Uniquement la dalle-sur-rez est propre à chaque immeuble. Chaque immeuble de dimension

20m*27m comprend une surface commerciale de 346 m2 au rez-de-chaussée et une surface de 465

m2 de logements par étage.

La structure est composée d’un parking souterrain au sous sol et de 6 niveaux hors sol (un rez-de-

chaussée et 5 étages).

Le système porteur est composé de dalles reposant sur les murs et les poteaux en béton armé. La

stabilité latérale est assurée par les murs.

Figure 2.1.5.1 : Coupe longitudinale du bâtiment d’après le plan d’architecte

Figure 2.1.5.2 : Vue en coupe du bâtiment d’après le plan d’architecte



L’emprise du parking souterrain est visible sur ce schéma. Elle est représentée par le cadre noir.

Figure 2.1.5.3 : Implantation des bâtiments. Le parking souterrain s’étend sous la verdure

Figure 2.1.5.4 : Représentation du bâtiment

http://www.i-d-m.ch/wp-content/uploads/2011/06/DOralndo_Segatori-image1.jpg



2.1.6. Construction

2.1.6.1. Travaux spéciaux et infrastructures

Compte tenu de la présence des remblais et des alluvions fines faiblement compactes, l’ensemble des

charges du projet doivent être reportées au soubassement morainique compact.

Après la démolition du bâtiment existant et la purge de l’enrobé du parking, les fondations profondes

sont créées à partir de la plate-forme de travail réalisée par le terrassier Les travaux spéciaux

comprennent :

o Un rideau de palplanche PU 18 clouée de 123 m le long de la rue Charpentier.

o Des colonnes de Jet Grouting clouées sur deux niveaux, de diamètre de 80 cm, espacées de

70 cm sur 45 m. Les colonnes comportent une barre de HA40 pour faire une reprise en sous

œuvre de l’immeuble voisin Desponds avant le terrassement. (Voir Figure 2.1.1.1.)

o Des colonnes de Jet Grouting béquillées sur 50 m.

o Des pieux de différents diamètres :

80 pieux de diamètre 50 centimètres de résistance de calcul

220 pieux de diamètre 60 centimètres de résistance de calcul

Les bâtiments et le parking reposent sur un radier étanche, d’une épaisseur de 50 cm, afin de garantir

la sécurité structurale due aux sous pressions de la nappe phréatique. Les murs en béton du sous-sol,

contre terre, doivent également être étanches.

2.1.6.2. Superstructure

La structure du bâtiment est prévue en béton armé coulé en place. Les escaliers des étages ainsi que

les parapets de façade sont prévus en éléments préfabriqués. Les piliers des bâtiments supportent

directement les charges transitant pas les dalles. Ils sont réalisés en béton haute résistance.

Les murs pignons des immeubles ainsi que les parapets de façade sont prévus en béton apparent,

coffrage type V. Les murs sont isolés à l’intérieur.

Les dalles, zone pignon, et balcons seront liés aux éléments structurels par des consoles isolantes

pour répondre au label Minergie (équivalent au label Bâtiment Basse Consommation en France).

2.1.7. Planning des travaux

Le planning de chantier figure en Annexe 2. Planning de chantier – Gros Œuvre béton armé



2.2. Objectifs et problématique

Lors du début du Projet de Fin d’Etudes, le projet « Les Charpentiers » était au début de la phase dite

d’exécution.

Tout d’abord, lors des premières semaines du Projet de Fin d’Etudes, le travail a consisté à prendre

connaissance du projet « Les Charpentiers » en consultant les documents élaborés lors de la phase

de soumission. Les pièces formant la base de la soumission sont les suivantes :

o Les conditions générales et particulières de l’ouvrage

o La description des travaux

o Les plans

o Le programme des travaux

La participation aux séances internes et aux séances sur chantier avec les différents acteurs permet

de cerner rapidement les besoins en début de phase d’exécution. Les deux principaux problèmes

rencontrés sont :

o Le déplacement d’éléments porteurs par le bureau d’architecte sans avertir le bureau

d’ingénieur civil lors de la phase de dimensionnement.

o La non-attribution des corps d’état. Ainsi, les exigences constructives du maçon ne sont pas

connues pour garantir l’étanchéité du radier. Avant que le sanitaire soit mandaté, le bureau

civil ne peut pas réaliser les plans des dalles car il faut tenir compte des réservations.

Lors de l’intégration du projet en cours, il est important de faire dans un premier temps le bilan de

l’étude. L’ingénieur civil Claire Fellmann avait modélisée la structure sur le logiciel Cedrus 6. De ce

fait, il est impératif d’apprendre à se servir des logiciels utilisés par les ingénieurs du bureau. Le

prédimensionnement des éléments a été effectué pendant la phase d avant projet.

L’objectif prioritaire au début du Projet de Fin d’Etudes est de s’accommoder avec les normes et les

méthodes de calcul suisses avant de vouloir commencer les études. Etant donné que l’enseignement

de béton armé de l’INSA Strasbourg était basé sur les anciennes règles du B.A.E.L. 91 rev 99, le

projet est l’occasion d’apprendre à utiliser les normes suisses SIA. En lisant les textes de normes, il

apparaît rapidement qu’elles sont très synthétiques et pas précises. Ainsi afin de s’accommoder avec

les normes SIA, il est important de disposer d’une bibliothèque et de lire des ouvrages détaillant les

techniques de calcul.

2.3. Travail du Projet de Fin d’Etudes

Lors du Projet de Fin d’Etudes, le travail consiste à étudier la stabilité verticale et horizontale du

bâtiment R+5. Ce travail passe par l’apprentissage des logiciels utilisés par le bureau et des normes

suisses SIA.

Le Projet de Fin d’Etudes est une opportunité pour apprendre à utiliser le logiciel de modélisation

SCIA Engineer afin de développer un nouvel outil de travail au sein du bureau.

Le travail du Projet de Fin d’Etudes est de dimensionner les éléments porteurs du sous sol (radier,

murs périphériques extérieurs contre terre, piliers, dalle) en respectant les recommandations des

normes SIA. Une étude particulière du renforcement des sommiers du sous sol reprenant des charges

élevées est à prévoir.

La réalisation d’une étude sismique permet de compléter l’analyse de la structure porteuse.



3. Etude statique

Les normes SIA consultées pour déterminer les actions et réaliser le dimensionnement des éléments

en béton armé sont :

o SIA 260 : Bases pour l’élaboration des projets des structures porteuses

o SIA 261 : Actions sur les structures porteuses

o SIA 262 : Construction en béton

3.1. Actions verticales

Pour le projet, les différentes actions à prendre en compte sont :

o Les charges permanentes des éléments structurels et les surcharges permanentes des

équipements

o Les charges utiles :

- de parking

- des locaux d’habitations

- des commerces

- des balcons

- des toitures accessibles

- des toitures non accessibles

o La charge variable de neige

o La poussée hydraulique en cas de soulèvement de la nappe

La valeur des charges utilisées pour le calcul des différentes zones du bâtiment figurent dans

l’Annexe 3, Récapitulatif des charges utilisées pour le calcul des différentes zones du bâtiment.

Les actions seront présentées dans la dernière partie.

3.2. Type de fondation

Le bâtiment repose sur un sol de nature argileuse possédant une faible capacité portante. La

présence de la nappe phréatique, nécessite de réaliser un abaissement de la nappe lors de la

construction du sous sol.

Le système de fondations se compose d’un radier reposant sur une forêt de pieux afin de transmettre

les charges importantes au sol compacte. Le dimensionnement des pieux à été réalisé par la partie

géotechnique avant le début du Projet de Fin d’Etudes.

La disposition des pieux figure dans l’Annexe 4, Disposition des pieux. Les pieux se situent sous les

éléments porteurs du parking (murs, piliers, cages d’ascenseur).

La présence de la nappe phréatique impose de garantir l’étanchéité du sous sol. Ainsi des contraintes

constructives particulières sont à prendre en compte. Par exemple, il est impératif d’éviter l’apparition

de fissures dans le radier.



3.3. Détermination des sollicitations

Lors de la phase d’avant projet, la structure à été modélisée sur le logiciel Cedrus.

Annexe 4, Sollicitations dans les porteurs du parking

La modélisation permet de déterminer les sollicitations dans les différents éléments.

L’Annexe 5, Sollicitations dans les porteurs du parking, représente :

o les efforts ponctuels dans les piliers du sous sol

o les efforts linéiques dans les murs

3.4. Dimensionnement des éléments du sous sol

Le dimensionnement est réalisé pour des états-limites de la sécurité structurale et de l’aptitude au

service.

3.4.1. Matériaux

La structure porteuse est en béton armé. L’ensemble des éléments sont coulés sur place et en béton

de classe C30/37. Uniquement les piliers du sous sol sont composés de béton de classe C50/60.

Les valeurs caractéristiques sont :

o Pour un béton de classe C 30/37 :

Valeur de calcul de la résistance à la compression

Valeur de calcul de la résistance au cisaillement

Figure 3.3.1 : Modélisation de la structure



o Pour un béton de classe C 50/60 :

Valeur de calcul de la résistance à la compression

Valeur de calcul de la résistance au cisaillement

3.4.2. Radier

3.4.2.1. Caractéristiques

Le radier à une hauteur constante de . Il est composé de béton de classe C30/37.

3.4.2.2. Enrobage

L’enrobage des armatures est fonction de la classe d’exposition du béton. (Voir tableaux 1 et 17 de la norme SIA 262).

La partie inférieure du radier est de classe XC4 car le béton peut être alternativement mouillé et sec

en fonction des variations de hauteur de la nappe phréatique. Ainsi l’enrobage des armatures

inférieures est .

La partie supérieure du radier, qui constitue le revêtement du parking souterrain est de classe XC1 car

le taux d’humidité est régulé dans le parking. L’eau chargée de chlorure déposées par les véhicules

en hiver ne nécessite pas de choisir le classe d’exposition XD3. L’enrobage des armatures

supérieures doit être au minimum . Cependant, pour des raisons constructives il est

choisit .

3.4.2.3. Hypothèse

Le sol argileux en place sous le radier est de qualité médiocre. Ainsi il est complexe de quantifier

l’interface entre le radier et le sol. Deux solutions ont été envisagées :

o La première solution est de considérer que le sol sous le radier reprend une faible contrainte

admissible. Cette contrainte admissible est qualifiée de faible lorsqu’elle est inférieure

à . Il peut être choisit de considérer que le sol en place à une contrainte admissible

de .

o La seconde solution est plus pessimiste, elle consiste à considérer que les pieux transmettent

l’ensemble des efforts au sol.

Lors de la modélisation, la seconde solution a été prise en compte. Le radier est considéré appuyé sur

les pieux encastrés en tête.

Le tassement de la structure est contrôlé en vérifiant le déplacement des pieux. Les pieux sous le

radier permettent d’éviter les problèmes de tassement différentiel.



3.4.2.4. Armature du radier

Le logiciel de modélisation Cedrus fournit les isolignes de la section d’armature nécessaire pour les

nappes inférieures et supérieures selon les deux directions x et y. Un exemple de résultat figure

Annexe 6, Isolignes de la section d’armature supérieure nécessaire dans le radier selon la direction x.

Pour déterminer l’armature nécessaire, il faut tenir compte des différentes combinaisons d’actions. Par

exemple, lorsque la nappe est en position haute, elle exerce une pression sur le radier et on observe

l’apparition de contraintes de traction dans la partie supérieure. Ainsi ce cas de charge dimensionne

les armatures supérieures du radier.

Il existe des zones où l’armature nécessaire est très faible. Cependant ces zones doivent être armées

avec une armature minimale afin de limiter l’ouverture des fissures du radier et de garantir l’étanchéité. Les vérifications figurent dans le Paragraphe 4.4. Vérification de l’aptitude au service, de

la norme SIA 262.

3.4.2.5. Armature minimale

La surface du radier étant importante, il est important de considérer les efforts de traction qu’engendre

le retrait du béton afin de limiter l’apparition des fissures.

L’armature minimale se dimensionne ainsi en considérant le radier en traction car les efforts de

dilatation sont empêchés par le sol inférieur en place. Il s’agit d’une vérification de l’aptitude au

service.

La valeur de calcul de la résistance du béton à la traction est

Avec le coefficient de réduction

La valeur moyenne de résistance à la traction d’un béton de classe C30/37 est

La résistance à la traction des armatures doit être supérieure à la résistance à la traction du béton afin

d’éviter l’ouverture des fissures.

La section d’acier nécessaire est :

Le pourcentage d’armature minimal pour les deux nappes d’armature est :

Cette section d’armature comprend les armatures inférieures et supérieures. La section d’armature

par nappe est



Le choix est de mettre en armature supérieure et en armature inférieure des barres de espacées

de . Les barres sont disposées dans les deux directions.

3.4.2.6. Poinçonnement sous les piliers

Au droit des piliers du sous sol, il est nécessaire d’étudier le poinçonnement du radier. D’après

l’hypothèse formulée dans le paragraphe précédent 3.4.2.2 Hypothèse qui consiste à dire que le

radier est appuyé sur les pieux, l’effort de poinçonnement des piliers ne peut pas être atténué par la

réaction du sol.

D’un point de vue constructif, il est préférable d’augmenter localement les armatures de la nappe

inférieure et de ne pas mettre en place des armatures de poinçonnement dans un radier.

Le logiciel du constructeur Ancotech est utilisé pour dimensionner le ferraillage aux pieds des piliers.

Voir Annexe 7, Fiche de calcul Ancotech - dimensionnement du ferraillage pour éviter le

poinçonnement du radier.

Les schémas ci-dessous permettent de visualiser la transition des efforts des piliers vers les

fondations.

La diffusion des efforts

dans le béton s’effectue

selon des bielles de

compression inclinées

selon un angle de 45°

x

y

L’espacement entre les

pieux est de 3 ϕ afin

d’éviter l’interaction des

pieux

Figure 3.4.2.6.1 : Positionnement des piliers et des pieux

Figure 3.4.2.6.2 : Transition des efforts du pilier vers les pieux



3.4.3. Piliers


Les piliers du parking reprennent les efforts de la dalle du parking. Les piliers sont rectangulaires de

dimension 50 cm*20 cm et de hauteur 230 cm. Ils sont composés de béton de classe C50/60 et

coulés en place

3.4.3.2. Enrobage

Les piliers étudiés se situent dans le parking souterrain. La classe d’exposition est la classe XC1.

L’enrobage recommandé est , cependant l’enrobage est fixé à .

3.4.3.3. Hypothèse

Les piliers sont considérés bi-articulés. Ils sont donc uniquement sollicités par un effort de

compression.

3.4.3.4. Effort dimensionnant

La sollicitation des piliers est importante car elle comprend :

o Le poids propre de la dalle du parking en béton armé

o La surcharge de 45 cm de terre

o La charge utile de la dalle toiture accessible

La sollicitation la plus importante des piliers est déduite de la modélisation. Voir Annexe 4,

Sollicitations dans les porteurs du parking. L’effort dimensionnant retenu pour l’ensemble des poteaux

est :

L’effort résistant de compression uniaxiale pure (charge sans excentricité) que peut reprendre un pilier

béton est :

En réalité, l’effort résistant est plus important, car il faut tenir compte de la résistance de l’armature

des piliers.

3.4.3.5. Armature longitudinale

Conformément à la norme SIA 262, le dimensionnement d’un pilier comprimé, s’effectue en

considérant un moment de flexion dimensionnement. Ce moment résulte de l’excentricité de calcul

des charges qui prend en compte l’excentricité due aux imperfections , l’excentricité du premier

ordre , et l’excentricité du second ordre due à la déformation de l’élément comprimé.

Le moment correspond au moment appliqué en tête du pilier. L’élément étant considéré articulé

en tête, le moment est nul.



La hauteur statique est prise à . Elle tient compte de l’enrobage fixé à et la réduction

de la hauteur statique due aux étriers.

La rotation théorique du pied des éléments verticaux comprimés vaut :

Soit :

L’excentricité du second ordre prend en compte la courbure maximale et la répartition de la

courbure sur la hauteur de l’élément comprimé .

La courbure maximale d’une section totalement plastifiée peut s’approximer par :

Cette approximation se place du côté de la sécurité, car elle concerne les sections totalement

plastifiées. L’approximation tient également compte de l’influence du retrait et du fluage.

La répartition de la courbure sur la hauteur du pilier dépend des conditions d’appui et du type de

chargement. Les piliers sont considérés bi-articulés, ainsi le moment et la courbure sont maximaux à

mi-hauteur. En prenant compte des effets du second ordre importants, la constante admet la

valeur .

Ainsi l’excentricité du second ordre est :

Le moment de flexion dimensionnant est :

L’armature longitudinale nécessaire est :

L’armature minimale des piliers est =

=

. Soit



3.4.3.6. Armature de frettage

Il est nécessaire de mettre en place des armatures de frettage dans les zones plastiques afin d’éviter

l’éclatement du béton. Les zones plastiques se situent en pied et en tête du pilier. La longueur de la

zone plastique est de

Etant donné que les piliers se situent dans le parking souterrain, il n’est pas nécessaire d’appliquer les

particularités concernant le dimensionnement au risque sismique.

Constructivement, il est décidé de renforcer les zones plastiques en disposant des étriers espacés

de 75 cm. Dans le reste du pilier, l’espacement des étriers est de 15 cm.

Figure 3.4.3.6.1 : Caractéristiques des piliers



3.4.4. Dalle du parking


La dalle du parking à une épaisseur de . Elle est composée de béton de classe C 30/37.

3.4.4.2. Enrobage

La dalle du parking est recouverte de terre végétale. Ainsi le béton est de classe d’exposition XC4 car il peut être alternativement mouillé. Ainsi l’épaisseur de l’enrobage est .

3.4.4.3. Vérification sans armature de poinçonnement

La dalle s’appuie sur les piliers rectangulaires de dimensions . La sollicitation maximale

transmise aux piliers est

Les actions qui agissent dans la section de contrôle peuvent être déduites.

Dans le cas du poinçonnement, la transmission des efforts tranchants est influencée négativement par la propagation des fissures de flexion. Ainsi dans le calcul de la résistance à l’effort tranchant dans

une dalle sans armatures de poinçonnement, le coefficient prend en compte les déformations attendues dans la zone critique.

Le coefficient dépend de l’étendue de la zone plastique . Pour les dalles avec une trame régulière

Le coefficient représente la portée (en m) et est un moment de référence qui correspond à la

résistance minimale. Pour une colonne inférieure,

. La résistance au

poinçonnement peut être augmentée en augmentant la résistance à la flexion. Cette augmentation est limitée . Ainsi le moment de résistance à la flexion pris en compte ne peut pas

dépasser .

En considérant une résistance à la flexion maximale

Figure 3.4.4.3.1 : Représentation du périmètre

fictif de la section de contrôle



L’effort résistant de calcul maximal est

Il est nécessaire de mettre en place des armatures de poinçonnement dans la dalle du parking. Le dispositif de poinçonnement est déterminé en utilisant le logiciel du fabricant Ancotech.

3.4.4.4. Epaisseur de dalle nécessaire sans armature de poinçonnement

L’épaisseur de la dalle a été fixée à lors de la phase de soumission. Dans la suite, l’épaisseur de dalle nécessaire pour ne pas disposer d’armature de poinçonnement est calculée.

En prenant compte de l’enrobage ( et du diamètre de l’armature ( , il est envisageable

de prévoir une épaisseur de dalle de .

Cependant, le calcul doit être repris car la charge prend en compte une dalle de .

Après itérations successives, la hauteur statique doit satisfaire la condition suivante :

L’épaisseur de la dalle est fixé à . L’épaisseur de la dalle peut être réduite, si la résistance à la

flexion au voisinage du pilier est augmentée ( augmente).

La réalisation d’une dalle de d’épaisseur nécessite la mise en œuvre d’une quantité de béton

importante.

La décision de fixer l’épaisseur de la dalle à et de prévoir des dispositifs anti poinçonnement en

tête des piliers se justifie.


La vérification est similaire à celle effectuée dans le paragraphe 3.4.2.5. Armature minimale.

L’armature minimale se détermine en considérant la dalle en traction.

La section d’acier nécessaire par nappe est . Ce ferraillage représente un

pourcentage d’armature minimal de la dalle

Le choix est de disposer en armature supérieure et en armature inférieure des barres

espacées de .



3.4.5. Murs périphériques extérieurs


L’épaisseur des murs périphériques en contact avec le terrain naturel est de . Le béton utilisé

est du béton de classe C30/37.

La hauteur des murs est prise entre le milieu du radier et le milieu de la dalle. La hauteur est

de .

Les murs périphériques extérieurs du sous sol sont enterrés sur . La nappe phréatique en

position haute se situe à .

3.4.5.2. Enrobage

Les variations de hauteur de la nappe phréatique nécessite de choisir un béton de classe d’exposition

XC. Ainsi l’épaisseur de l’enrobage est .

3.4.5.3. Hypothèse

L’hypothèse porte sur les conditions d’appuis du mur. Deux cas de figure on été étudiés :

o Cas 1. Le premier cas est de considérer que les liaisons mur-radier et mur-dalle sont articulés.

Cette hypothèse est très pessimiste.

o Cas 2. Le second cas est de considérer que le mur est encastré en pied au niveau du radier

et articulé en tête. Cette hypothèse est réaliste.

L’intérêt d’avoir étudié ces deux cas est de mettre en évidence l’importance de choisir le modèle

représentant au mieux les conditions d’appuis.

3.4.5.4. Sollicitations

Les différents efforts horizontaux à considérer sont :

o La poussée des terres

o La pression hydrostatique de la nappe en position haute

Une surcharge verticale de est prise en compte.

Après avoir déterminé les efforts, le diagramme du moment fléchissant peut être obtenu. Les

diagrammes des deux cas étudiés figurent Annexe 8, Diagrammes du moment fléchissant le long des

murs périphériques contre terre.

Le moment fléchissant dimensionnant est :

o Pour le Cas 1 : o Pour le Cas 2 :

3.4.5.5. Armature longitudinale verticale

L’armature longitudinale nécessaire est :

Soit : Cas 1 :

Cas 2 :



La section d’armature longitudinale nécessaire dans le Cas 1 est beaucoup plus importante que celle

du Cas 2. Le Cas 2 représente au mieux les liaisons mur-radier et mur-dalle des murs extérieurs.

Ainsi le ferraillage longitudinal vertical comporte :

o de barres espacées de dans la section du mur coté parking (zone de

traction)

o de barres de espacées de dans la section du mur coté terre (zone de

compression)

3.4.5.6. Vérification du tranchant

La valeur de calcul de la résistance à l’effort tranchant par mètre de mur sans armature d’effort

tranchant est déterminée par :

Le coefficient dépend des déformations, de la hauteur statique et du diamètre maximal du

granulat. Une simplification de la norme permet de calculer par :

Lorsque l’armature de flexion reste dans le domaine élastique, vaut

.

Une approximation de la résistance à l’effort tranchant est obtenue en posant .Ainsi

La résistance à l’effort tranchant est suffisante


Le calcul de l’armature minimale du mur est réalisé en considérant des sollicitations de flexion. La

traction se réalise sur une épaisseur

conformément au Paragraphe 4.4. de la norme SIA 262. La

section d’acier nécessaire est ce qui représente un pourcentage d’armature

minimal

L’armature minimale est composée de barres de espacées de . Le choix précédent

de l’armature verticale satisfait cette condition.



4. Sommier mixte

4.1. Description de la structure

Le sommier se situe à l’intersection entre la dalle sur sous sol du bâtiment et la dalle du parking.

Cet élément reprend les charges des piliers et des murs pignons. L’étude du sommier nécessite une

étude particulière car les charges appliquées sont importantes.

La figure 4.1.2 : Présentation des positions de renforcement du sommier, permet de visualiser les

parties du sommier à renforcer au droit ouvertures du mur du sous-sol. Il existe 5 parties à renforcer.

Le tableau 4.1.3 : Détails des 5 positions du sommier, permet de localiser la position des piliers et des

murs pignons.

Mur du sous sol sur lequel

repose le sommier

Figure 4.1.1 : Localisation du sommier



Figure 4.1.2 : Présentation des positions de renforcement du sommier



Position 1

Position 2

Position 3

Position 4

Position 5

Tableau 4.1.3 : Détails des 5 positions du sommier

Mur pignon

Mur pignon



4.2. Données du problème

4.2.1. Exigences à respecter

Le sommier reprend des efforts concentrés important au niveau des ouvertures du mur du sous sol

car les poteaux et les murs pignons reposent à ces endroits. Il est donc nécessaire d’étudier le

sommier au niveau des 5 ouvertures afin de le renforcer.

Lors du prédimensionnement en phase de soumission, l’ingénieur civil a demandé à l’architecte de

prévoir une dimension de pour le sommier.

Le sommier doit avoir une classe de résistance au feu R60. Selon le Tableau le Tableau 15 de la

norme SIA 262, l’enrobage minimal doit être de .

La flèche doit être limitée à

.

4.2.2. Solutions envisageables

Différentes solutions peuvent être envisagées pour renforcer localement le sommier au niveau des

ouvertures. Les différentes solutions sont de réaliser :

o Un sommier en béton armé

Solution envisageable pour des sollicitations moyennes.

o Un sommier composé d’un profilé métallique enrobé

Solution envisageable pour des sollicitations importantes.

Le profilé métallique peut être un profilé laminé standard ou un profilé reconstitué soudé.

Profilé laminé Profilé reconstitué soudé

Coût ++

Profilé standard

-

Profilé sur mesure

Délais de livraison +++

Profilé standard, disponible

-

Prévoir 8 semaines pour la

fabrication

Optimisation des sections

pour des sollicitations élevées

+

Nombreux profilés laminés

standards

+++

Choix de l’épaisseur et de la

longueur des ailes et de l’âme

Contraintes architecturales

(optimisation de la hauteur et

de la largeur)

-

Dimensions standards

++

Choix des dimensions

Tableau 4.2.2.1 : Comparaison d'un profilé laminé et d'un profilé reconstitué soudé

(+ : avantage ; - : inconvénient)

o Un sommier précontraint pour reprendre des sollicitations importantes.

Solution envisageable pour des sollicitations importantes.



4.3. Valeur de calcul de l’effet des actions

4.3.1. Charge des piliers

La charge reprise par les piliers est déterminée par le logiciel Cedrus. L’effort maximal dans un

pilier est de

Dans la suite du dimensionnement, l’effort des piliers est pris à .

4.3.2. Charge du mur pignon

Le mur pignon a été modélisé sur le logiciel Cedrus afin de déterminer l’effort transmis par le mur

pignon sur le sommier.

Les actions variables et permanentes ont été modélisées pour chaque étage afin d’obtenir la

répartition des efforts dans le voile en fonction des ouvertures.

Afin d’obtenir la réaction d’appui la plus importante du mur pignon sur le sommier, la modèle prend en

compte :

o Le pignon possédant le plus d’ouverture au niveau du sous sol (ou le moins d’appuis linéiques

sur les murs inférieurs du sous sol).

o Les charges de façades les plus importantes pour les différents étages.

La réaction d’appui verticale calculée est .

Appuis linéiques sur

les murs inférieurs

Appui ponctuel

sur le sommier

Figure 4.3.2.1 : Modélisation du mur pignon et des charges appliquées pour chaque étage



4.4. Présentation des choix retenus pour renforcer le sommier

Les sollicitations ont été déterminées pour les 5 positions du sommier. Les résultats figurent Annexe

9. Sollicitations du sommier au niveau des 5 positions à renforcer.

Après avoir étudié les différentes sollicitations, il ressort que :

o Les sollicitations agissantes sont proches dans les cas Position 1, Position 3 et Position 5

lorsque les piliers Orso reposent sur le sommier.

Pour ces 3 cas, le dimensionnement du sommier est réalisée en considèrent un effort

tranchant et un moment fléchissant

car :

Si le sommier est réalisé en béton armé, le moment fléchissant du modèle hyperstatique

convient car le sommier et lié au mur au niveau de l’appui.

Si le sommier est renforcé par un profilé métallique, le moment fléchissant à prendre en

compte est car la rigidité su profilé nécessite de considérer le

modèle d’une poutre sur deux appuis simples. (Voir les explications figurant Annexe 9).

Une étude permet d’affirmer qu’il est possible de mettre en place un sommier en béton armé pour ces

3 cas. Les conditions à satisfaire sont :

Un ration d’armature inférieur à 1.3%

Limiter la flèche du sommier en réalisant une contre flèche pour réduire la flèche due

aux charges permanentes. La flèche du sommier en béton armé tient compte des

effets à long terme dus au retrait et au fluage.

Le dimensionnement du sommier en béton armé pour les cas Position 1, Position 3 et Position

5 ne figure pas dans le mémoire.

o Les sollicitations agissantes dans les cas Position 2 et Position 4 lorsque les murs pignons

reposent sur le sommier sont importantes.

Pour le cas Position 2, l’effort tranchant est et le moment

fléchissant est .

Pour le cas Position 4, l’effort tranchant est et le moment

fléchissant est

Dans la suite il est décidé d’étudier la solution consistant à renforcer le sommier enrobé par un

profilé métallique au niveau de la Position 2 et de la Position 4.

Le profilé doit vérifier les sollicitations du cas le plus sollicité, soit et

.

Afin de diffuser l’effort dans le mur et de réduire la déformée, le profilé prend appui sur un mètre de

chaque côté du mur.

Dans un premier temps, l’étude consiste à déterminer la résistance du sommier renforcé par un profilé

métallique laminé standard.



La solution consistant à mettre en place un sommier précontraint est abandonnée. Ce concept ne

figure pas dans le chiffrage car il n’a pas été envisagée par l’ingénieur lors de la phase d’avant projet.

La figure ci-dessous représente un sommier composé d’un profilé enrobé. Le schéma permet de

visualiser l’interface entre les dalles et le sommier.

Dalle du parking Dalle du sous sol

Figure 4.4.1 : Détail architecte du profilé enrobé



4.5. Etude du profilé enrobé HL 1000 B

4.5.1. Caractéristiques des matériaux

Le profilé choisit est le profilé HL 1000 B ( ) car il possède une largeur et une hauteur

proche de celle du sommier ( )

Dans un premier temps, il est décidé de choisir un profilé métallique standard.

Les composants du profilé enrobé sont :

o Profilé métallique HL 1000B, S355. Ce type de profilé se caractérise par de larges ailes et une

hauteur importante afin de possédé une résistance à l’effort tranchant élevé et une bonne

capacité à reprendre un moment fléchissant important. Le type d’acier S355 permet

d’accroître la résistance au moment fléchissant.

o Béton d’enrobage C30/37

La norme SIA 264 Construction mixte acier-béton stipule que dans toute structure mixte, les

caractéristiques de l’acier de construction, du béton et de l’armature doivent satisfaire aux exigences

des normes :

o SIA 262 : Construction en béton

o SIA 263 : Construction en acier

4.5.2. Résistance du profilé enrobé

Lors du calcul de la résistance des sections, on ne tiendra pas en compte de la présence du béton.

L’enrobage du profilé par le béton permet d’augmenter la résistance du sommier vis-à-vis de certaines

instabilités telles que le déversement et le voilement. La présence de béton permet également de

rigidifier la section et de favoriser la diffusion des efforts ponctuels.

Cependant, étant donné qu’il est difficile de quantifier la résistance du béton dans les zones tendues

du sommier mixte, il est décidé de ne pas prendre en compte la résistance du béton lors du

dimensionnement du sommier.

La résistance du béton est prise en compte lors de l’étude de la connexion de la dalle du sous sol et

de la dalle du parking avec le sommier enrobé.

4.5.3. Classification du profilé

Pour la vérification de la sécurité structurale, il faut choisir une méthode de calcul en fonction des

critères d’élancement des classes de sections.

La classification des sections est faite conformément aux tableaux 5a et 5b de la norme SIA 263.

o Elancement de l’aile comprimée :



Avec :

Et :

Soit :

Cette condition est bien remplie :

L’aile comprimée remplie les critères d’élancement de la section de classe 1.

o Elancement de l’âme :

Avec :

Et :

Soit :

Cette condition est bien remplie :

L’élancement de l’âme remplie les critères d’élancement de la section de classe 1.



Etant donné que l’aile et l’âme remplissent les critères d’élancement, la section remplie donc les

critères d’élancement pour les sections de classe 1. Le calcul de la sécurité structurale peut donc être

effectué selon la méthode plastique-plastique (méthode PP) selon la norme SIA 263 art.5.4.

La définition d’une section de classe 1 est une section transversale massive pouvant atteindre sa

résistance plastique sans risque de voilement et possédant une réserve plastique suffisante pour

introduire dans la structure une rotule plastique susceptible d’être prise en compte dans une analyse

globale plastique.

La vérification du profilé prend en compte :

o Le calcul plastique des efforts intérieurs

o La résistance ultime plastique des sections

4.5.4. Comportement élastique linéaire

Le comportement du l’acier de construction du profilé métallique est considéré élastique linéaire.

Dans le référentiel σ – ε, le comportement d’un matériau idéal élastique est caractérisé par une droite

qui exprime que la loi de Hooke est valable sans restriction.

La loi de Hooke exprime la proportionnalité entre contrainte σ et allongements spécifiques ε dans le

domaine élastique ou désigne la limite de proportionnalité.

2 ‰

Figure 4.5.4.1 : Comportement élastique linéaire



4.5.5. Caractéristiques du profilé

Le calcul des caractéristiques de la section efficace sont les suivants : (en ne prenant pas en compte

l’arrondi r)

4.5.5.1. Les inerties

4.5.5.2. Le module de flexion plastique

4.5.5.3. Le module de flexion élastique

La suite de la partie est consacrée à l’étude de la résistance et de la stabilité du profilé.



4.5.6. Sollicitation à la flexion

4.5.6.1. Valeur de calcul de la résistance à la flexion

La valeur de calcul de la résistance à la flexion de la section d’une poutre sollicitée en flexion et

dont le déversement est empêché est déterminée par :

Comme la section est en classe 1, le module de flexion pris en compte est le module de flexion

plastique .

4.5.6.2. Etude de la stabilité

Après avoir déterminé la résistance de la section, il est impératif d’étudier la stabilité car des

phénomènes d’instabilité peuvent se produire pour une sollicitation inférieure à la sollicitation

résistante.

Les phénomènes d’instabilité à considérer pour la membrure comprimée du profilé comprennent :

o le flambage vertical de la semelle dans l’âme

o le flambage latéral (déversement)

o le voilement de l’âme et de l’aile comprimée

4.5.6.2.1. Flambage de la semelle comprimée

Pour éviter le flambage de la semelle comprimée rentrant dans l’âme mince, l’élancement de l’âme

doit être limité selon le critère défini pour l’acier S355 (SIA 263 art 5.4.1.5) comme suit :

Cette condition est remplie.



4.5.6.2.2. Déversement des poutres fléchies

L’acier de construction présente un comportement élastique linéaire. L’instabilité à considérer est le

déversement élastique. Le moment correspondant est désormais appelé moment critique de

déversement élastique et la contrainte qui agit dans la membrure comprimée est la contrainte

critique de déversement élastique .

L’étude du déversement du profile s’effectue conformément à la norme SIA 263, article 4.5.2.

Longueur critique de déversement

La longueur critique de déversement est calculée conformément au tableau 6 de la norme.

o Calcul du rayon de giration de la membrure comprimé

La membrure comprimée prise en compte se compose de l’aile et du tiers adjacent de la partie

comprimée de l’âme.

La hauteur de l’âme à considérer est .

Figure 4.5.6.2.2.1 : Représentation du déversement d'un profilé



z

La hauteur de l’âme comprimée est :

Etant donné que le coefficient , la longueur de déversement réduite vaut :

La longueur critique de déversement est

La longueur de déversement est supérieure à la longueur critique de déversement .

.

Ainsi la valeur de résistance à la flexion sera limitée à la valeur de calcul de la résistance au

déversement. Le déversement peut être évité si l’aile comprimée est maintenue latéralement.

Figure 4.5.6.2.2.2 : Membrure comprimée prise en compte dans le calcul



Résistance au déversement

La valeur de calcul de la résistance au déversement des poutres fléchies sans appuis latéraux est

déterminée par :

Comme la section est en classe 1, le module de flexion pris en compte est le module de flexion

plastique .

o Calcul du facteur de réduction pour le déversement

Avec , le coefficient d’élancement.

La contrainte critique de déversement élastique est définie selon la norme SIA 263 annexe B.

La composante (torsion uniforme), de la contrainte critique de déversement élastique est

Dans la section déterminante à mi-portée de la poutre principale, on peut admettre une répartition

constante des moments de flexion. Le coefficient η pour la répartition des moments vaut .

La composante (torsion non uniforme), de la contrainte critique de déversement élastique est

égale à la contrainte critique de flambage élastique (Euler) de la membrure comprimée du profilé.

représente l’élancement de la membrure comprimée, il est fonction du rayon de giration de la

membrure comprimée . à été déterminé dans le Paragraphe 4.5.5.2.2.



La contrainte critique de déversement élastique est

Donc :

pour un profilé laminé

Le moment critique de déversement élastique est



4.5.6.2.3. Voilement de l’âme et de l’aile comprimée

Les efforts intérieurs sont déterminés à l’aide d’un calcul plastique et la résistance ultime des sections

à l’aide d’un calcul plastique. La méthode appliquée est la méthode EP. Les sections de la poutre

doivent être capables de se plastifier totalement, ce qui signifie qu’un voilement local prématuré ne se

produit pas lorsque les éléments de la section sont soumis à une contrainte de compression égale

à .

Les dimensions de la section doivent donc satisfaire aux conditions d’élancement définies pour une

section bi symétrique dans la norme SIA 162.

Aile comprimée :

Ame fléchie :

Les valeurs numériques figurent dans le tableau ci-dessous pour les différents aciers de construction

et pour les trois méthodes de calcul. Les conditions d’élancement sont plus sévères si la poutre est

calculée selon la méthode PP car la section doit être capable non seulement de se plastifier mais

aussi de subir une rotation plastique suffisante pour permettre au système de devenir un mécanisme.

Les élancements limites du tableau sont valables en cas de flexion simple, sans effort normal.

Tableau 4.5.6.2.3.1 : Elancements limites pour une section bi symétrique



Pour une poutre à âme pleine, on est du côté de la sécurité en admettant que ses éléments qui la

constituent (ailes, âmes) sont articulés entre eux.

o Calcul des contraintes critiques de voilement élastique

Pour les contraintes critiques de voilement élastique d’un élément plan sollicité par des

contraintes normales, la théorie linéaire du voilement pour matériaux élastiques indique :

Avec

Le tableau 8 de la norme SIA 263, indique les plus petites valeurs du coefficient de voilement

Figure 4.5.6.2.3.2 : Représentation d’un profilé pour l’étude du voilement

Figure 4.5.6.2.3.3 : Sélection du coefficient de voilement



Pour l’aile comprimée, le calcul des contraintes est

Pour l’âme, le calcul des contraintes est

4.5.6.2.4. Contraintes sur les fibres extrêmes

Les contraintes de flexion sur les fibres extrêmes du profilé sont d’après l’hypothèse de Navier

Bernoulli :



4.5.7. Sollicitation à l’effort tranchant

4.5.7.1. Valeur de calcul de la résistance à l’effort tranchant

La vérification de la résistance à l’effort tranchant est effectuée selon l’article 5.1.5 de la norme SIA

263.

La valeur de calcul de la résistance en cisaillement d’une section avec un élancement de l’âme

respectant la condition suivante

est donné par la formule

L’aire efficace de cisaillement correspond à l’aire disponible pour reprendre l’effort tranchant. Pour

les profilés laminés à section en double té, lorsque l’effort tranchant agit dans la direction de l’âme,

l’air efficace de cisaillement se calcul par :

La limite d’élasticité en cisaillement est

La résistance en cisaillement est



4.5.7.2. Etude de la stabilité

4.5.7.2.1. Voilement des éléments plans cisaillés – âme

Le comportement des plaques soumises au cisaillement, telles que les âmes des poutres est

semblable à celui d’un treillis.

La résistance au cisaillement des éléments plans sujets au voilement ayant des bords simplement

appuyés peut se calculer selon la formule suivante

Figure 4.5.7.2.1.4.5.72 : Elément plan cisaillé

Figure 4.5.7.2.1.3 : Appui du la façade sur le sommier

Figure 4.5.7.2.1.1 : Cisaillement de l'âme du profilé



L’effort tranchant résistant au cisaillement est

4.5.8. Interaction flexion et effort tranchant

Lorsque la valeur de calcul de l’effort tranchant est supérieure à 50 % de la valeur de calcul de la

résistance à l’effort tranchant, il faut prendre en considération une réduction de la résistance à la

flexion .

Avec , le moment élastique des ailes



4.5.9. Etude de la torsion

4.5.9.1. Explication du problème

Le sommier enrobé est connecté à la dalle haute du sous sol du bâtiment et du parking. Ces dalles

provoquent des moments de torsion.

Les poteaux sont positionnés sur le milieu du sommier, ils n’engendrent donc pas de moment de

flexion.

L’extrémité des murs pignons s’appuie sur toute la largeur du sommier, l’effort vertical est donc centré

sur le sommier. Les murs pignons n’engendrent pas de moment de flexion.

4.5.9.2. Détermination du moment de torsion

La rotation du profilé résultant du moment de torsion de la dalle du sous sol est empêchée par

la présence de la dalle du parking.

Ainsi le phénomène de torsion à étudié est due à la présence de la dalle du parking. Le moment de

torsion agissant est donc égal au moment de torsion de la dalle du parking auquel est

soustrait le moment de torsion de la dalle du sous sol

Lors du calcul du moment de torsion de la dalle du sous sol, uniquement la charge permanente est

prise en compte. Cette charge est minorée du facteur de charge pour une action avec effet

favorable .

o Moment de torsion de la dalle du sous sol

Charges permanente : Poids propre de la dalle et du revêtement

Dalle du sous sol

Dalle du parking

Moment de torsion

Moment de torsion

Figure 4.5.9.1.1 : Représentation de l’effort de torsion



Effort linéique aux Etats Limites Ultimes :

Moment linéique de torsion :

Lors du calcul du moment de torsion de la dalle du parking, les charges permanentes et utiles

majorées du facteur de charge pour une action avec effet défavorable sont prises en compte.

o Moment de torsion de la dalle du Parking

Charges permanente : Poids propre de la dalle, de l’étanchéité et de la terre

Charge utile : Surface librement accessible :

Surcharge de neige :

Effort linéique aux Etats Limites Ultimes :

Moment linéique de torsion :

Le moment linéique de torsion à prendre en compte est



4.5.9.3. Calcul des contraintes tangentielles

4.5.9.3.1. Profilé sans raidisseur

La contrainte tangentielle de torsion pour une section ouverte est

Le moment d’inertie de torsion pour un profilé symétrique se détermine par la formule

Pour un profilé HL 1000B :

La contrainte tangentielle de torsion agissant sur le profilé HL 1000 B est



4.5.10. Introduction d’efforts ponctuels sur le sommier

La force du mur pignon est transmise à l’âme au travers de l’aile du profilé.

L’âme subie des contraintes verticales de compression importantes pouvant provoquer le voilement

ou l’enfoncement de l’âme.

Ce phénomène d’instabilité peut être évité par la mise en place de raidisseurs qui permettent de

transférer la force concentrée.

Ainsi, dans un premier temps, il est important de vérifier à l’état ultime :

o le critère de résistance (écrasement de l’âme avec plastification de l’aile)

o le critère de stabilité (enfoncement par flambage de l’aile et voilement de l’âme)

La vérification de l’introduction des forces est définie dans la norme SIA 263 art.4.6.

Pour augmenter la résistance du profilé, il peut être envisagé de mettre en place une plaque de base

sur l’aile. Cette plaque permet d’augmenter la longueur d’introduction de la force et de répartir la sur

une longueur d’âme plus importante (Voir Figure 4.6.7.1.1. Diffusion des contraintes verticales).

4.5.10.1. Critères de résistance pour l’introduction des forces sans raidisseurs

La valeur de calcul de la résistance résultant de la plastification de l’âme engendrée par une force

introduite par l’aile dans l’âme sans raidisseurs est

Avec :

la largeur de la charge, soit l’épaisseur du mur pignon. .

l’épaisseur du matériau de l’élément déterminant, soit de l’âme

Prenons le cas ou le mur pignon s’appui sur une plaque fixé sur l’aile du profilé. L’épaisseur de cette

plaque est fixé à . La norme SIA 161 indique une méthode permettant de déterminer la

diffusion des contraintes verticales à travers la plaque de base et l’aile du profilé.

Figure 4.5.10.1.1 : Diffusion des contraintes verticales



La résistance du profilé pour l’introduction de la force lorsqu’une plaque fixé sur l’aile est

Avec pour les profilés laminés européen

Ainsi

4.5.10.2. Critères de stabilité pour l’introduction des forces sans raidisseurs

Le critère de stabilité pour l’introduction de forces sans raidisseur se calcul par la formule suivante

dans le cas ou la charge concentrée agit d’un seul côté

Les coefficients prennent en compte :

o élancement de l’aile :

o élancement de l’âme :

o longueur de l’introduction de la force :

o contraintes longitudinales de compression à la liaison entre aile et âme :



4.5.11. Vérification du profilé HL 1000 B

4.5.11.1. Récapitulatif des sollicitations

Le choix retenu pour renforcer le sommier au niveau des 5 ouvertures est indiqué dans le Paragraphe

4.4.

Pour les cas Situation1, Situation 3 et Situation 5, le sommier est composé de béton armé. Les

sollicitations à prendre en compte sont :

Pour les cas Situation 2 et Situation 4, le sommier est renforcé par un profilé métallique car les murs

pignons engendrent d’importantes sollicitations

4.5.11.2. Renforcement du sommier par le profilé laminé HL 1000 B

Le moment agissant à prendre en compte pour les 2 positions où l’on souhaite renforcer le sommier à l’aide d’un profilé métallique est supérieur au moment résistant à la flexion du profilé HL 1000 B. . Ce profilé laminé ne convient donc pas pour

renforcer le sommier.

Cependant on remarque qu’il pourrait être envisageable de remplacer le sommier en béton armé par

un sommier enrobé composé d’un profilé HL 1000 B à condition de renforcer localement le profilé :

o par des raidisseurs transversaux au niveau de l’introduction des forces

o par des raidisseurs longitudinaux afin d’augmenter la contrainte tangentielle

Moment sollicitant (La valeur du moment à considérer

figure dans le paragraphe 4.4.)

Résistance à la flexion

Réduction de la résistance à la flexion (Flexion et effort tranchant)

Déversement de la poutre fléchie ( )

Contrainte de flexion maximale agissante

Contrainte critique de voilement élastique-aile comprimée

Contrainte critique de voilement élastique-âme

Effort tranchant sollicitant

Résistance à l’effort tranchant

Voilement des éléments plans cisaillés - âme

Critère de résistance pour l’introduction des forces sans raidisseurs

Critère de stabilité pour l’introduction des forces sans raidisseurs

Torsion – Contrainte tangentielle

Profilé sans raidisseur

Tableau 4.5.11.2.1 : Vérification de la résistance du profilé HL 1000 B pour remplacer le sommier en béton armé



Comparaison d’un sommier en béton armé et d’un sommier renforcé à l’aide d’un profilé enrobé :

Sommier en béton armé

Sommier renforcé à l’aide du profilé HL 1000 B enrobé

Flèche

- Flèche importante à cause du

fluage du béton

Nécessite une contre flèche

++ Faible flèche instantanée car le

profilé à une grande rigidité

Disposition constructive

++ Connexion facile du sommier et

des dalles en béton

Facile à réaliser

-- Connecter le profilé enrobé aux

dalles

Nécessite la mise en œuvre de raidisseurs

Impossible de préfabriquer le

sommier enrobé car le poids est trop élevé pour les grues

Coût + --

Tableau 4.5.11.2.2 : Comparaison d'un sommier en béton armé et d'un profilé enrobé (+ : avantage ; - : inconvénient)

Le choix établi dans le Paragraphe 4.4. qui consiste à mettre en place un sommier en béton armé et

non un profilé enrobé dans les cas Situation1, Situation 3 et Situation 5 se justifie.

Etant donné que le profilé laminé HL 1000 B ne convient pas pour renforcer le sommier au niveau des

cas Situation 2 et Situation 4, la suite de l’étude consiste à dimensionner un profilé reconstitué soudé

le permettant.



4.6. Etude d’un profilé reconstitué soudé

4.6.1. Calcul de la résistance et de la stabilité

L’objectif de cette partie est de déterminer les dimensions d’un profilé reconstitué soudé permettant de

vérifier les critères de résistance et la stabilité tout en optimisant la section.

Le calcul de la résistance d’un profilé reconstitué soudé est réalisé selon le Paragraphe 5.4. Poutres

composées à âme pleine de la norme SIA 263.

L’Article 5.4.1.2. indique que la résistance à la flexion des poutres composées à âme pleine ayant une

section compacte satisfaisant les conditions de la classe 2 peut être calculées selon l’Article

5.1.Poutres et poteaux des classes de section 1 et 2.

Une feuille de calcul Excel a été réalisé afin de déterminer la résistance et la stabilité des profilés

soudés.

4.6.2. Exigences

Lors de l’étude du profilé reconstitué, il est nécessaire de réduire la hauteur afin d’enrober de béton

les ailes du profilé. Ceci permet de protéger le profilé contre le feu.

Il est important de penser à la conception lors du dimensionnement des éléments. Dans ce cas, il faut

prévoir l’espace pour mettre en place des étriers autour du profilé afin de maintenir le béton

d’enrobage. Les étriers sont façonnés avec des mandrins de type R3 afin de réduire le rayon de

courbure.

Le profilé reconstitué soudé est obtenu par soudure de plaques. Ainsi, les dimensions de l’âme et des

ailes doivent respecter les dimensions des plaques réalisées par les fournisseurs d’acier.

Dimensionnement du profilé

Figure 4.6.2.1 : Espace disponible pour insérer le profilé



La feuille de calcul Excel permet de vérifier si le profilé reconstitué soudé vérifie les critères de

résistance et de stabilité. Le profilé est optimisé en faisant varier les dimensions de l’âme et des ailes.

Après avoir discuté avec le responsable structure, il a été décidé de ne pas tenir en compte de la

résistance au déversement du profilé car :

o Le profilé est enrobé de béton

o deux dalles s’appuient de chaque côté du profilé

La feuille de calcul du profilé reconstitué soudé figure Annexe10. Feuille de calcul du profilé

reconstitué soudé choist.

Le schéma suivant représente une section du profilé enrobé retenu.

La hauteur du profilé est fixée selon la hauteur disponible afin d’avoir le moment résistant maximal.

Le critère de flèche est vérifié en modélisant le profilé sur le logiciel Statik 6. (Voir Annexe 9.

Sollicitations du sommier au niveau des 5 positions à renforcer – Position 2)

L’aptitude au service devant être vérifiée pour une utilisation convenue du bâtiment, les charges de

service à considérer ne sont pas majorées par un facteur de charge

Figure 4.6.2.2 : Section du profilé enrobé



Le profilé retenu possède les caractéristiques géométries suivantes :

Figure 4.6.2.3 : Dimensions du profilé choisi



4.7. Liaisons entre les dalles et le sommier enrobé

4.7.1. Solutions envisageables

Le poids du profilé reconstitué soudé est de 3.7 t. Ainsi il n’est pas possible de préfabriquer le

sommier enrobé puis de le mettre en place. Les grues ne permettent pas de manutentionner

l’élément.

Pour lier la dalle du parking et la dalle du sous sol du bâtiment au sommier, deux solutions ont été

envisagées :

o Percer l’âme du profilé afin de faire passer des cadres pour lier les dalles

Cette solution permet de faire passer les armatures transversales de la dalle à travers les percements

sans aucune liaison. La distance entre le haut du percement et l’armature ne doit pas être supérieure

à celle de l’enrobage

L’avantage de cette solution est de créer une véritable structure mixte entre le sommier et la dalle.

Les armatures se comportent comme des goujons et permettant de diffuser les contraintes de

cisaillement de l’âme dans le béton.

o Souder des cadres contre l’âme afin de lier les dalles.

Figure 4.7.1.1 : Schéma de principe représentant les armatures longitudinales des dalles traversant l'âme

Figure 4.7.1.2 : Schéma de principe représentant les armatures longitudinales des dalles soudées sur l’âme



Cette solution permet d’éviter de percer l’âme. Cependant lier les cadres au profilé par soudure

nécessite de garantir de bonnes soudures. Des soudures de mauvaise qualité peuvent endommager

la structure en cas de rupture.

4.7.2. Solution retenue

La solution proposée qui était de « Percer l’âme du profilé afin de faire passer des cadres pour lier les

dalles » n’a pas été retenue par le responsable du projet.

La solution retenue pour lier les dalles est la réalisation d’un chaînage de bord.

Le chaînage de bord possède l’avantage d’être simple à réaliser sur chantier.

Figure 4.7.2.1 : Schéma de principe représentant la solution retenue pour lier les armatures longitudinales des dalles au profilé enrobé



5. Etude dynamique

L’étude sismique permet de vérifier la stabilité latérale du bâtiment. La stabilité est assurée par les

refends en béton armé qui relient sans discontinuité le sous sol jusqu’à la toiture. Le sous sol et le

parking souterrain sont considérés encastrés dans le sol.

L’étude dynamique nécessite de prendre en compte le concept de hiérarchie des résistances. La

priorité est d’assurer la stabilité des éléments verticaux. La vérification est nécessaire afin d’empêcher

une rupture global de la structure.

5.1. Modèle sismique

5.1.1. Simplification

La résidence «Les Charpentiers » est composée d’un parking souterrain et de 3 bâtiments reliés

entre eux par des dalles communes à partir du deuxième étage. Les liaisons sont visibles sur la Figure

2.1.5.1 : Coupe longitudinale du bâtiment d’après le plan d’architecte. La délimitation de la dalle

commune entre les bâtiments figure en vert sur la Figure 5.1.1.1 : Disposition des murs au 1er

étage

des bâtiments.

Etant donné que la disposition des refends est identique pour les 3 bâtiments, chaque bâtiment

possède la même rigidité. La disposition des porteurs permet d’affirmer que chaque bâtiment

concentre une rigidité. Ainsi l’étude sismique peut être simplifiée en considérant uniquement un seul

bâtiment. Physiquement cette hypothèse se traduit par le fait que chaque bâtiment se comporte de

manière indépendante en cas de sollicitations horizontales.

5.1.2. Masse par étage

Le bâtiment est composé de 4 étages, d’un attique et d’une toiture.

Balcons

Balcons

Limite de la dalle commune

Figure 5.1.1.1 : Disposition des murs au 1er étage des bâtiments

Figure 5.1.2.1 : Elévation du bâtiment



Lors du calcul dynamique, un modèle simplifié du bâtiment ramenant les masses de la toiture au

niveau de l’attique est pris en compte. Le modèle permet d’avoir la masse prédominante en attique. La

force horizontale de remplacement sera donc la plus importante à ce niveau.

Le calcul des masses par étages figure en Annexe 12, Feuille de calcul des masses par étages et de

la masse totale excitée .

5.1.3. Centre des masses M et centre de rigidité S

Lors d’une étude sismique, il est nécessaire de dissocier le centre de gravité M et le centre de torsion

S pour pouvoir tenir compte de l’effet de la torsion agissant sur les refends.

Le centre de gravité est calculé en prenant en compte les masses des murs porteurs, des dalles et

des cloisons.

La stabilité horizontale est assurée par les refends continus du sous sol au haut de l’immeuble.

La disposition des refends à prendre en compte pour déterminer le centre de rigidité est :

m = 526 t

m = 983 t

m = 867 t

m = 751 t

m = 635 t

m = 747 t

mtotale = = 4509 t

Figure 5.1.2.2 : Modèle de référence Figure 5.1.2.3 : Modèle simplifié

m = 1509 t

m = 867 t

m = 751 t

m = 635 t

m = 747 t

x

y

Figure 5.1.3.1 : Disposition des refends à considérer lors de l'étude sismique



o Calcul de la position du centre des masses M :

o Calcul de la position du centre de rigidité S:

Les excentricités du centre de masse par rapport au centre de torsion sont :

Ces valeurs d’excentricité étant faible, la méthode d’analyse élastique linéaire peut réalisée.

L’excentricité permet de prendre en compte les effets de la torsion.

Le Paragraphe 16.2. Méthode des forces de remplacement, de norme SIA 261, permet de calculer

l’excentricité de la résultante de la force de remplacement

représente la largeur du bâtiment prise perpendiculairement à l’action sismique.

Ainsi :

o Selon la direction x,

o Selon la direction y,

La localisation du centre des masses M et du centre de torsion S dans le bâtiment figure ci-dessous.

Les refends sont très bien répartis dans le bâtiment.

S M

Figure 5.1.3.2 : Position du centre de masse M et du centre de torsion S

Origine pour

le calcul du

centre de

gravité M et

du centre de

torsion S

O x

y



5.2. Paramètres de base de l’étude sismique

Lors de l’étude sismique, plusieurs paramètres propres au projet influencent le calcul de la valeur

spectrale de dimensionnement . Les différents paramètres sont :

o La valeur de calcul de l’accélération horizontale du sol .

Morges se situe en zone sismique Z1. L’accélération nominale est donc .

o La classe du sol de fondation qui détermine le spectre de réponse élastique et le spectre de

dimensionnement car le type de sol influence la diffusion des ondes.

Le sol de fondation est de classe E « Couche alluviale superficielle des classes de sols de

fondation C ou D, d‘une épaisseur de 5 à 30 m reposant sur une couche plus compacte des

classes de sols de fondation A ou B ». Voir l’étude géotechnique figurant Annexe 11. Etude

géotechnique.

Classe du sol de fondation S (s) (s) (s)

E 1.40 0.15 0.5 2.0

Tableau 5.1.3.1 : Paramètres intervenants dans les spectres pour un sol de fondation de classe E

o La classe de l’ouvrage avec le facteur d’importance qui pondère les efforts en fonction du

risque du bâtiment.

Le rez de chaussée du bâtiment est composé de magasin, la classe de l’ouvrage est COII et

le facteur d’importance pour des centres d’achat est

5.3. Méthode des forces de remplacement

5.3.1. Satisfaction des critères de la méthode

Les effets du séisme peuvent être déterminés en utilisant la méthode des forces de remplacement.

Cette méthode est décrite dans l’Article 16.5.2 de la norme SIA 26.

La méthode des forces de remplacement est uniquement applicable pour les structures régulières

dont le comportement est dominé par le mode fondamental. Les conditions que la structure doit

satisfaire afin d’appliquer cette méthode sont :

o les critères de régularité en plan et en élévation sont respectés

o les périodes de vibration fondamentales dans les deux directions ne dépassent pas



Le système structural satisfait les critères de régularité en plan et en élévation car :

Régulier en plan

La construction est approximativement symétrique en plan par rapport aux deux directions orthogonales en ce qui concerne la rigidité horizontale et la répartition des masses

Oui

La forme de la construction vue en plan est compacte Oui

La rigidité des planchers dans leur plan est grande par rapport à la rigidité horizontale des éléments porteurs

Oui

Régulier en élévation

Les éléments de construction participants à la reprise des forces horizontales relient sans discontinuité la fondation au sommet de la construction

Oui

La rigidité horizontale, la résistance ultime face aux forces horizontales et la masse des différents étages restent constantes sur la hauteur de la construction

Oui

Tableau 5.3.1.1 : Vérification des critères de régularité

La norme SIA 261, fournit une formule permettant de calculer la période de vibration fondamentale. La

période de vibration est estimée en fonction de la hauteur du bâtiment soumise au séisme et de

la nature du système structural . Pour les cadres en béton armé sollicités à la flexion, le coefficient

pour l’estimation de la période de vibration fondamentale est fixé à .

L’Eurocode 8 impose de vérifier que la période soit inférieur à et à .

La fréquence fondamentale approchée est

Les critères d’application de la méthode des forces de remplacement sont respectés.



5.3.2. Etude de la période fondamentale de vibration

Le calcul de la période de vibration fondamentale selon la l’Equation 38 de la norme SIA 261 ne prend

pas en compte la disposition des refends de la structure car le coefficient est fixé.

Ainsi cette formule ne permet pas de distinguer la période fondamentale selon les deux directions x et

y. La disposition des refends laisse pressentir que le bâtiment est moins rigide selon l’axe x.

Il existe d’autres méthodes pour déterminer la période fondamentale :

o L’Eurocode 8 donne une formule simplifiée similaire à celle de la norme SIA 261 afin de

calculer la période. Cependant l’Eurocode fournit une formule pour calculer le coefficient

en tenant compte de la disposition des refends dans les deux directions.

o La méthode de Rayleigh qui prend en compte la répartition des masses aux différents étages,

l’inertie des refends et le module d’élasticité du béton. Pour un béton C30/37,

Les remarques concernant le calcul de la période fondamentale selon les différentes méthodes sont :

o Le calcul de la période fondamental selon la norme SIA 261 n’est qu’une estimation grossière

du comportement dynamique.

o L’Eurocode 8 permet de déterminer plus précisément la période de vibration en distinguant le

sens transversal et le sens longitudinal.

o Le calcul de la période en utilisant la méthode de Rayleigh est plus précis car il prend en

compte les caractéristiques propres du bâtiment.

La période de vibration fondamentale dépend de la rigidité. Il est donc envisagé de prendre en compte

une réduction de la rigidité afin de considérer la fissuration des éléments. La réduction de la rigidité

est obtenue en minorant le coefficient EI.

Le calcul de la période fondamentale est réalisé à l’aide de la méthode de Rayleigh en considérant

une rigidité de 30 %.

Une structure moins rigide possède une période fondamentale plus élevée. La force de remplacement

calculée est donc plus faible ainsi que l’armature des refends. Lorsque la structure est moins rigide, la

fréquence fondamentale est plus faible, ce qui se traduit physiquement sur la structure par des

déformations plus importantes. La fissuration des éléments peut donc occasionner des dommages sur

les éléments en cas de déformations élevées.

SIA 262 Eurocode 8 Rayleigh 100% EI Rayleigh 30% EI

Selon x Selon y Selon x Selon y Selon x Selon y Selon x Selon y

Période fondamentale T (s) 0.58 0.50 0.36 0.50 0.34 0.91 0.62

Fréquence fondamentale f (Hz) 1.72 1.99 2.74 2.02 2.94 1.10 1.61

Tableau 5.3.2.1 : Valeurs de la période fondamentale calculées avec les différentes méthodes



5.3.3. Spectre de dimensionnement

La valeur spectrale du spectre de dimensionnement ( pour la période calculée avec la formule

de la norme SIA 261 est

Le coefficient de comportement est pris égal à afin de considérer un comportement ductile de

la structure porteuse composé d’armature d’acier de classe B (Tableau 14 SIA 261).

Le choix de considérer un comportement ductile de la structure permet d’appliquer les dispositions

constructives données dans les normes SIA 262 à 267 lors du dimensionnement.

La valeur spectrale est calculée pour les périodes fondamentales obtenues avec les différentes

méthodes en utilisant les formules suivantes :

Tableau 5.3.3.1 : Valeur du coefficient de comportement q pour les structures porteuses à comportement ductile



5.3.4. Détermination des forces horizontales de remplacement

5.3.4.1. Force horizontale de remplacement

La force horizontale de remplacement due à l’action sismique est définie par :

Le détail du calcul des masses par étage et la masse totale excitée figure en

Annexe 12, Feuille de calcul des masses par étages et de la masse totale excitée .

Les forces horizontales de remplacement obtenues en calculant la période selon différentes méthodes

figurent dans le tableau ci-dessous.

Le calcul de la période de vibration fondamentale avec la formule de la norme SIA 262, de l’Eurocode

8 et la méthode de Rayleigh permet de comparer les valeurs de la force horizontale de remplacement

calculée. La valeur de la force horizontale est proche avec les 3 méthodes.

La période fondamentale calculée avec la méthode SIA révèle être dans ce cas une approximation de

la période fondamentale selon la direction x.

Etant donné que la période fondamentale calculée dans les deux directions se situe sur le palier du

spectre de dimensionnement, la valeur spectrale à prendre en compte pour le calcul de la force

horizontale de remplacement est identique. La force de remplacement à considérer lors de la

vérification sismique est similaire dans la direction x et dans la direction y.

En considérant la rigidité effective des refends correspondant à 30% de la rigidité non fissurée, la

force de calcul à prendre en compte est plus faible.

La suite de l’étude est réalisée en prenant en compte la force horizontale de remplacement calculée

selon la méthode des forces de remplacement de la norme SIA 261. La répartition des forces est donc

identique selon les deux directions considérées.

SIA 262 Eurocode 8 Rayleigh 100% EI Rayleigh 30% EI

Selon x Selon y Selon x Selon y Selon x Selon y Selon x Selon y

Période fondamentale T (s) 0.58 0.50 0.36 0.50 0.34 0.91 0.62

Fréquence fondamentale f (Hz) 1.72 1.99 2.74 2.02 2.94 1.10 1.61

Spectre de dimensionnement Sd 0.0738 0.0856 0.0856 0.0856 0.0856 0.047 0.069

Force de remplacement (KN) 3328 3860 3860 3860 3860 2121 3114

Figure 5.3.4.1.1 : Forces horizontales de remplacement calculées selon les différentes méthodes



5.3.4.2. Répartition de la force horizontale de remplacement dans les étages

La force horizontale de remplacement doit être répartie sur la hauteur du bâtiment en utilisant la

formule :

Les forces horizontales réparties sur la hauteur du bâtiment sont :

La vérification du refend doit être effectuée en considérant 100% de l’effort dans la direction principale

et 30% de l’effort dans la direction transversale.

Niveau Zi (m) Gk+ ∑ψ2*Qk (KN) Fdi (KN)

Etage 1 3,52 7465 226

Etage 2 6,46 6349 352

Etage 3 8,40 7510 542

Etage 4 12,34 8671 919

Attique 15,28 9832 1290

∑Fdi (KN) 3328

Tableau 5.3.4.2.1 : Répartition des forces horizontales aux différents étages

Fd6 = 1290KN

m = 1509 t

Fd6 = 919 KN

m = 867 t

m = 751 t

m = 635 t

m = 747 t

Fd6 = 542 KN

Fd6 = 352 KN

Fd6 = 226 KN

Figure 5.3.4.2.2 : Répartition de la force horizontale de remplacement sur la hauteur

Fd



5.4. Répartition des forces horizontales de remplacement dans le refend 7

Les forces horizontales de remplacement sont réparties dans les refends selon le prorata des rigidités

et en tenant compte de l’effet de la torsion.

La suite de l’étude présente le détail de la vérification sismique du refend le plus sollicité dans la

direction x. Il s’agit du refend 7.

La répartition des forces dans chaque refend s’effectue en déterminant une part de translation et

une part de rotation .

Pour le refend 7 :

o

o

représente le moment de torsion à considérer dans la direction x

est l’inertie de torsion.

Il faut tenir compte des deux valeurs d’excentricités :

Le coefficient de répartition de la part de rotation est négligeable par rapport au coefficient de la part

de translation. Ainsi, seul le coefficient de répartition de la translation est pris en compte.

L’effort horizontal repris par le refend 7 à chaque étage est .

L’effort normal par étage est calculé pour le refend étudié.

Refend 7

x

y

Figure 5.4.1 : Position du refend 7



L’effort normal et l’effort horizontal par étage repris par le refend 7 figurent dans le tableau ci-dessous

Les diagrammes des valeurs de calcul des efforts internes sont :

Etage 1 Etage 2 Etage 3 Etage 4 Attique ∑

Vd (KN) 67 105 161 273 384 990

Nd (KN) 495 357 342 265 351 1810

Tableau 5.3.4.2 : Répartition des efforts à chaque niveau du refend 7

Figure 5.3.4.3 : Diagrammes des valeurs de calcul des efforts internes

Md [KN.m] Nd [KN] Vd [KN]



5.5. Vérification du refend

Les dimensions du refend 7 sont :

o Longueur

o Largeur

o Hauteur

Le comportement d’un refend isolé est fortement influencé par son élancement

Lorsque l’élancement est supérieur à 2, la sollicitation dimensionnante est le moment de flexion. Dans

notre cas, le déplacement de la structure (ductilité globale) est entièrement contrôlé depuis la rotation

de la base (ductilité locale).

Les éléments très rigides permettent de reprendre d’importantes actions sismiques occasionnant des

moments fléchissant élevés à la base. La ductilité locale est importante à la base, ou est prévue la

rupture locale.

Figure 5.3.4.1 : Ferraillage d'un refend



5.5.1. Armatures verticales

Des armatures de confinement doivent être mises en place dans les zones critiques des murs situées

aux extrémités de la section transversale. Les armatures verticales placées à ces extrémités

permettent au refend de reprendre le moment sollicitant .

Le calcul simplifié suivant permet d’estimer la quantité d’armatures nécessaire dans les deux zones

d’extrémités.

La longueur de la zone d’extrémité est approximée par :

La longueur de la zone d’extrémité est fixée à .

Le bras de levier z des forces représentant le moment est estimé égal à

L’armature nécessaire dans les zones d’extrémité est :

L’armature mis en place est .

L’espacement des armatures est .

Le ferraillage vertical de l’âme du mur est composé de barre de espacées de .



5.5.2. Armatures horizontales

5.5.2.1. Effort tranchant résistant de calcul en l’absence d’armatures d’effort tranchant

La résistance à l’effort tranchant des refends sans armatures d’effort tranchant est

Une approximation consiste à prendre = .

Il est donc nécessaire de prévoir des armatures d’effort tranchant.

5.5.2.2. Refend avec armature d’effort tranchant

5.5.2.2.1. Vérification des bielles de compression du béton

Une hypothèse consiste à fixer l’inclinaison des bielles de compression à , l’inclinaison

possible se situe entre et .

Le bras de levier peut être approximé à

5.5.2.2.2. Dimensionnement des armatures à l’effort tranchant

L’armature mis en place est des étriers composés de barres espacées de .

L’armature correspondante est .



Synthèse

Le travail du Projet de Fin d’Etudes a été réalisé sur le projet de construction du complexe d’habitation

« Les Charpentiers » à Morges (Suisse), comprenant 3 bâtiments de 5 étages construits sur un

parking souterrain. L’ensemble de la structure est composée de béton armé. Le projet se situe en

début de phase d’exécution, les travaux de bétonnage étant prévus au début du mois de Juin. Des

études statiques et une approche dynamique ont été réalisées avant de commencer la construction du

bâtiment.

L’étude statique a porté sur le dimensionnement des différents éléments de la structure porteuse du

parking souterrain.

Des dispositions constructives particulières sont à prévoir car le sous sol se situe sous le niveau de la

nappe phréatique. L’obligation de garantir l’étanchéité du radier nécessite un ferraillage minimal

dimensionné à la traction, afin de limiter l’ouverture des fissures lors du retrait du béton.

L’importance du modèle considéré a été mise en évidence lors du dimensionnement des murs

périphériques extérieurs contre terre. Le modèle considérant que les murs sont bi-articulés au niveau

du radier et de la dalle du sous-sol est trop défavorable et abouti à des sections d’armatures très

élevées. Le moment fléchissant dimensionnant est obtenu en considérant un encastrement des murs

au niveau radier.

L’effort normal repris par les piliers du sous-sol est important car une couche de terre recouvrira la

dalle haute du parking souterrain. La vérification de la résistance au poinçonnement de la dalle montre

la nécessité de mettre en place des armatures de poinçonnement au droit des piliers. Ces armatures

de renfort permettent de ne pas devoir réaliser une dalle d’épaisseur très importante.

Les piliers sont renforcés en tête et en pied par des armatures de frettage afin d’empêcher

l’éclatement du béton dans les zones plastiques.

Le sous sol des bâtiments présente des sommiers soumis à des efforts importants car des piliers et

les murs pignons des bâtiments s’appuient dessus. Après avoir déterminé les efforts ponctuels, le

calcul des sollicitations a montré qu’il est nécessaire de prévoir un renforcement au niveau de certains

sommiers.

Les sommiers reprenant les efforts des piliers peuvent être réalisés en béton armé à condition de

limiter la flèche par une contre flèche.

Il est envisagé de renforcer les sommiers reprenant les charges des murs pignons par des profilés

métalliques. Le premier cas étudié était d’utiliser un profilé laminé du commerce de dimensions

proches de celle du sommier qui sont de 50 cm* 100 cm. Cependant la résistance à la flexion du

profilé HL 1000 B est insuffisante. Il pourrait être envisagé de mettre en place un profilé HL 1000 B

enrobé pour renforcer les sommiers sur lequel repose les piliers.

La seconde solution étudiée pour renforcer les sommiers fortement sollicités est de mettre en place un

profilé reconstitué soudé. Etant donné que ce type de profilé est réalisé sur mesure, il est souhaitable

de prévoir un enrobage béton pour le protéger contre le feu. Les dimensions du profilé reconstitué

soudé sont réduites afin de permettre le passage d’un étrier pour maintenir le béton d’enrobage. Le

dimensionnement du profilé est réalisé en vérifiant les critères de résistance et la stabilité à l’état limite

ultime et le critère de flèche à l’aptitude au service.

Des détails d’accrochage de la dalle du sous sol et de la dalle du parking au niveau des sommiers

enrobés renforcés par le profilé reconstitué soudé à nécessité ont également été proposés.

L’étude dynamique réalisée à l’aide de la méthode des forces de remplacement permet de vérifier la

stabilité horizontale assurée par les refends en béton armé d’épaisseur de 22 cm. Cette méthode

simplifiée basée sur une analyse statique linéaire peut être utilisée car la structure du bâtiment

présente une bonne régularité. Le calcul de la force sismique horizontale de remplacement par étage

permet de déterminer les sollicitations dans les refends.



Conclusion

Le fait de travailler au sein de l’équipe structure du bureau d’ingénieur civil m’a permis d’aborder un

grand nombre de problématiques différentes. Ma curiosité et ma volonté d’apprendre le métier

d’ingénieur m’ont permis de suivre les spécificités d’autres projets en cours.

Le Projet de Fin d’Etudes marque le passage du milieu éducatif vers le monde professionnel. Ainsi j’ai

remarqué l’importance de posséder une bonne base documentaire afin de pouvoir faire face

rapidement à des problèmes inconnus. Les traités de Génie Civil permettent d’expliquer les principes

des normes suisses SIA et d’apprendre à dimensionner conformément aux recommandations des

normes.

Personnellement, je pense que le Projet de Fin d’Etude m’a permis de développer un potentiel

nouveau permettant d’affronter avec plus de sérénité des problèmes dont je n’ai pas les

connaissances pour les résoudre. Dans de nombreux cas, un travail de recherche d’informations

associé à la connaissance théorique personnelle permet de formuler des hypothèses en vue d’établir

un raisonnement et de sortir de la situation inconnue.

Les 20 semaines de travail ont été l’occasion d’acquérir de nombreuses compétences spécifiques au

travail d’ingénieur civil et de découvrir les méthodes de calcul des normes SIA.

Le Projet de Fin d’Etudes constitue une bonne expérience professionnelle en vue d’intégrer par la

suite un bureau d’études.



Bibliographie & Webographie

[1] Société suisse des ingénieurs et architectes, Norme suisse SIA 260 : Bases pour l’élaboration des

projets des structures porteuses, SIA Zurich, 44 p.

[2] Société suisse des ingénieurs et architectes, Norme suisse SIA 261 : Actions sur les structures

porteuses, SIA Zurich, 114 p.

[3] Société suisse des ingénieurs et architectes, Norme suisse SIA 262 : Construction en béton, SIA

Zurich, 94 p.

[4] Société suisse des ingénieurs et architectes, Norme suisse SIA 263 : Construction en acier, SIA

Zurich, 106 p.

[5] Société suisse des ingénieurs et architectes, Norme suisse SIA 264 : Construction mixte acier-

béton, SIA Zurich, 52 p.

[6] Société suisse des ingénieurs et architectes, Construction en béton, Introduction à la norme à la

norme SIA 262, SIA Zurich, 127 p.

[7] Société suisse des ingénieurs et architectes, Construction en acier, Exemples de dimensionnement

selon la norme SIA 263, SIA Zurich, 76 p.

[8] Société suisse des ingénieurs et architectes, Construction en acier, Exemples de dimensionnement

selon la norme SIA 264, SIA Zurich, 54 p.

[9] RICOTIER D., Eurocode 2, Calcul des structures en béton (NF EN 1992-1-1), Polytech’Grenoble,

Version 1.0, 114 p

[10] WALTHER R., TRELEANI J., Construire en béton, Synthèse pour les architectes, Presse

polytechnique et universitaires romandes, 1993, 355 p.

[11] WALTHER R., MIEHLBRADT M., Volume 7, Dimensionnement des structures en béton, Bases et

technologie, Presse polytechnique et universitaires romandes, 1990, 388 p.

[12] FAVRE R., JACCOUD J-P., BURDET O., CHARIF H., Volume 8, Dimensionnement des

structures en béton, Aptitude au service et éléments de structures, Presse polytechnique et

universitaires romandes, 1997, 591 p.

[13] HIRT M., BEZ R., NUSSBAUMER A., Volume 10, Construction métallique, Notions

fondamentales et méthodes de dimensionnement, Presse polytechnique et universitaires romandes,

2006, 494 p.

[14] WUST H., RODRIGUEZ F., Filière Génie Civil, Statique et mécanique des structures, Haute Ecole

Spécialisée de Suisse occidentale, 2011, 367 p.

http://imacwww.epfl.ch/GenieParasismique/GP.jsp

http://www.linguee.fr/francais-anglais/



Annexes

Annexe 1, Organigramme



Annexe 2, Planning de chantier - Gros Œuvre béton armé

Annexe 3, Récapitulatif des charges utilisées pour le calcul des différentes zones du bâtiment

Récapitulation des charges utilisées pour le calcul des différentes zones du bâtiment

Bâtiment Partie d'ouvrage Charges permanentes additionnelles à l’élément Charges utiles

Type kN/m2 Type kN/m

2

Parking radier ép. 50cm poussée d'Archimède 21.00 SIA n° 261 cat. E 5.00

murs sous-sol poussée des terres

Commerce dalle sur sous-sol zone commerces ép. 28cm chape + revêtement + isolation 4.50 SIA n° 261 cat. D 5.00

dalle sur sous-sol zone toiture terrasse ép. 35cm cf. dalle toiture accessible 9.50 SIA n° 261 cat. C3 + neige 5.90

Etage 1 dalle sur rez-de-chaussée ép. 28cm chape + revêtement + isolation 2.50 SIA n° 261 cat. A1 2.00

galandages 1.80

balcon finition 0.30 SIA n° 261 cat. A2 3.00

Etages 2 + 3 + 4 dalle sur étage 1,2,3 ép. 28cm chape + revêtement + isolation 2.50 SIA n° 261 cat. A1 2.00

galandages 1.50


Attique dalle sur étage 4 ép. 28cm chape + revêtement + isolation 2.50 SIA n° 261 cat. A1 2.00

galandages 1.50


Toiture Dalle toiture non-accessible Etanchéité + isolation + panneaux solaires + substrat 10cm

2.00 SIA n° 261 cat. H + neige 1.30

Dalle toiture accessible (dalle sur sous-sol hors bâtiment)

Etanchéité + isolation + terre 45cm 9.50 SIA n° 261 cat. C3 + neige 5.90



Mémoire 2012 GASSMANN Xavier Page 2/102

Annexe 4, Disposition des pieux

90/102



Annexe 5, Sollicitations dans les porteurs du parking

Efforts sur les éléments du sous sol, aux ELU [kN] et [kN/m]

91/1020

2



Annexe 6, Isolignes de la section d’armature supérieure nécessaire dans le radier selon la direction x

La section d’armature figure en [cm2]

La combinaison d’action prenant en compte la poussée de la nappe phréatique en position haute est déterminante pour détermine r le ferraillage de la

partie supérieure du radier.

92/1020

2

Annexe 7, Fiche de calcul Ancotech - dimensionnement du ferraillage pour

éviter le poinçonnement du radier

Une excentricité est prise en compte lors de la vérification du poinçonnement.

Lors du calcul, la surcharge utile dans la zone du pilier est considérée nulle, ce qui signifie que la

portance du sol n’est pas prise en compte. Ainsi le programme ne déduit pas la part de charge se

trouvant dans le périmètre de poinçonnement.

Le renforcement de l’armature de la nappe inférieure du radier (des barres ϕ20 espacées de 10 cm)

permet de ne pas avoir à mettre en place des armatures anti poinçonnement.




Annexe 8, Diagrammes du moment fléchissant le long des murs périphériques

contre terre

Pour le Cas 1 (les liaisons mur-radier et mur-dalle sont articulés), le diagramme du moment

fléchissant est :

Pour le Cas 2 (le mur est encastré en pied au niveau du radier et articulé en tête), le diagramme du

moment fléchissant est :

94/102

Annexe 9, Sollicitations du sommier au niveau des 5 positions à renforcer

Les sollicitations ont été déterminées à l’aide du logiciel Statik 6. Le sommier étudié au droit des

ouvertures est prolongé sur un mètre au niveau de chaque appui.

Les différents modèles prennent en compte :

o La charge linéique répartie de la dalle de parking et de la dalle du sous sol du bâtiment

comprenant le poids de la dalle, le poids des éléments non porteurs et les charges utiles

( )

o Le poids propre du sommier.

o Les efforts ponctuels dus aux piliers Orso ou aux appuis des murs pignons.

POSITION 1




POSITION 3

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POSITION 5

Pour les 3 cas suivants : Position 1, Position 3, Position 5, les sollicitations sont proches et

relativement peu élevées. Il est décidé de mettre en place un sommier en béton armé au niveau de

ces 3 ouvertures. Le modèle à prendre en compte est une poutre hyperstatique car le sommier est lier

au mur au niveau des appuis.

Le poids propre pris en compte est le poids d’un sommier en béton armé de dimensions

.

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POSITION 2

L’effort tranchant à droite du cas Position 2 peut être réduite car l’effort ponctuel du mur pignon se

situe à proximité de l’appui du mur ( . En considérant la diffusion de l’effort dans le mur, la

charge réelle reprise par le sommier peut être estimée à 50 % de la charge appliquée. L’effort

tranchant au niveau de l’appui droit est pris égal à .

Le tranchant peut

être réduit en

considérant la

diffusion de l’effort

dans le mur (appui)

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POSITION 4

Pour les deux cas Position 2 et Position 4, les sollicitations importantes nécessitent de renforcer le

sommier par un profilé. La rigidité du profilé nécessite de modéliser le profilé par une poutre sur deux

appuis simples.

La distance considérée entre appui est fixée à . L’espacement entre les murs est de . Il

faut également tenir compte de la longueur du mur nécessaire pour rependre l’effort de compression.

L’appui du profilé est considéré éloigné de l’extrémité du mur de .

La flèche est déterminée en modélisant un profilé de caractéristiques géométriques :

Le poids propre pris en compte est le poids du profilé enrobé de béton.

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Mémoire « Rapport R2 » 2012 GASSMANN Xavier Page 1/102

Annexe 10, Feuille de calcul du profilé reconstitué soudé choisi

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Annexe 11, Etude géotechnique

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Annexe 12, Calcul des masses par étages et de la masse totale excitée

Les coefficients de pondération à prendre en compte figurent dans le Tableau 2, Annexe A, de la

norme SIA 260. Les charges utiles figurent dans le Tableau 8, norme SIA 261.

Etage 1 Etage 2 Etage 3 Etage 4 Attique Toiture

Gk

Dalles Surface (m^2) 544.48 577.31 583.82 590.33 596.84 524.99

Epaisseur (m) 0.28 0.28 0.28 0.28 0.28 0.28

Masse volumique (t/m^3) 2.5 2.5 2.5 2.5 2.5 2.5

Masse (t) 381.1 404.1 408.7 413.2 417.8 367.5

Murs porteurs Longueur (m) 106 106 106 106 106 106

Epaisseur (m) 0.22 0.22 0.22 0.22 0.22 0.22

Hauteur (m) 4.57 2.66 2.66 2.66 2.66 1.33


Masse (t) 266.4 155.1 155.1 155.1 155.1 77.5

Murs non porteurs Longueur (m) 112 112 112 112 112 112

Epaisseur (m) 0.1 0.1 0.1 0.1 0.1 0.1

Hauteur (m) 4.57 2.66 2.66 2.66 2.66 1.33


Masse (t) 61.4 35.8 35.8 35.8 35.8 17.9

ψ2*Qk

Locaux d'habitation Surface (m^2) 527.13 553.46 553.46 553.46 553.46

Charge utile (t/m^3) 0.2 0.2 0.2 0.2 0.2

Coef de réduction ψ2 0.3 0.3 1.3 2.3 3.3

Masse (t) 31.6 33.2 143.9 254.6 365.3

Balcons Surface (m^2) 65.92 75.42 84.92 94.42 103.56

Charge utile (t/m^3) 0.3 0.3 0.3 0.3 0.3

Coef de réduction ψ2 0.3 0.3 0.3 0.3 0.3

Masse (t) 5.9 6.8 7.6 8.5 9.3

Toitures non accessibles Surface (m^2)

524.99

Charge utile (t/m^3)

0.4

Coef de réduction ψ2

0.3

Masse (t) 63.0

Les charges de vent et de neige ne sont pas prises en comptes car leur coefficient de réduction ψ2 est nul

Le modèle simplifié consiste à ramener les masses de toiture au niveau de l'attique

Gk+ ∑ψ2*Qk

Masse (t) 747 635 751 867 1509

Masse totale (t) 4509

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