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  1. ESALAMOU ALIKOUM j'ai refait les calculs avec l'option" secondary" au lieu de "DCH" , les résultats paressent normale . mais j'aimerai bien plus d'explication sur cette option c.à.d. comment et quand utiliser ( DCH . DCM.DCL. Secondary). selon le RPA et CBA. en fin je vous très reconnaissons et merci beaucoup.
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  2. Re bonjour @Tony_Contest On ce donne une semelle filante de largeur B et de longueur L avec L>>B chargée comme indiqué par la figure suivante : Nous voulons justifier cette semelle filante avec la méthode classique des semelles isolées (modèle Meyerhof, RDM, répartition triangulaire etc ...) Quelles valeurs prendre alors pour P et M ? A vous lire ...
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  3. Bonjour M. @bangmoussa, effectivement M. @BELLAMINE, ce rapport prétend être de niveau G2 selon la Norme NFP94500, mais il ne s'agit que d'un simple compte rendu d'investigations in-situ et de laboratoire sans ingénierie. C'est très insuffisant et pas du tout au niveau G2 ...au mieux on est sur une G1 Etude de Site. A priori, géotechniquement il y a 2 zones très différentes : la zone "Residential area" avec des données pressiométriques plutôt bonnes, sans eau...mais avec des essais de labo surprenants, la zone "Government unit" avec des données pressiométriques faibles jusqu'à 3.50 à 6.00 mètres de profondeur, de l'eau à faible profondeur et apparemment un horizon argileux potentiellement sous consolidé (ou limite avec sigma'p < sigma'v0) Pour donner un "taux de travail" pour vos 2 projets, il faut nous décrire ces projets : schémas de principe, coupes des ouvrages, type de DDC (isolées, filantes,...) et une fourchettes des DDC (par exemple : 100 T/appui ou 45 T/ml ou 5 T/m²...)...et là on pourra vous donner un peu plus d'infos. Ceci étant dit vous pouvez aussi exiger du BE Géotechnique qu'il respecte son contrat et produise un rapport réellement de niveau G2...POUR INFOS : en page 4 au paragraphe "Introduction", le rédacteur précise qu'il s'agit d'un "rapport provisoire" => êtes vous sûr d'avoir la dernière version du rapport ? Cordialement PS : oui un IP > 80% effectivement c'est rare, à tel point que cette valeur dépasse les limites du Diagramme de Casagrande ! Géotechniquement on est dans des argiles "colloidales" associées avec une limite de liquidité à 153% => on est dans le domaine de l'ultra compressible => il va forcément falloir éviter de fonder quoi que ce soit dans cet horizon (il faudra quand même demander au BE geotech de vérifier et de confirmer ce résultat).
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  4. Bonjour, J'ai créé un site web proposant des outils de calcul gratuits aux Eurocodes. https://www.calculs-eurocodes.com N'hésitez pas à y jeter un coup d'œil, me faire part de vos remarques et partager le lien si vous appréciez mon travail. Merci à la communauté Civil Mania.
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  5. https://eurocodes-tools.com/fr/ https://eurocodes-tools.com/fr/cranerunways-project-information/2da7a6f4-985f-424e-a1a1-365358c9905b
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  6. Bonjour M @BELLAMINE, Oui effectivement c'est toute la difficulté du géotechnicien qui tente de caractériser des matériaux dont les caractéristiques sont variables en fonction du temps, de leur degré de saturation,...etc... Si on prend le cas de votre exemple, Em1 et Em2 vont effectivement être différents, mais normalement, si l'essai pressiométrique a été correctement réalisé, alors alpha1 et alpha2 seront également différents et au final le calcul de tassement avec (Em1;alpha1) ou avec (Em2;alpha2) devrait aboutir à des résultats très proches. Concernant le choix d'une moyenne géométrique pour l'analyse des Pl et celui d'une moyenne harmonique pour l'analyse des Em, ces choix viennent d'analyses statistiques des données. Des statisticiens ont pu démontrer que pour une "population" donnée de valeurs pressiométriques (avec tests statistiques pour s'assurer qu'une valeur mesurée fait bien partie ou non statistiquement d'une population de valeurs) ces moyennes (géométrique pour les pl et harmonique pour les Em) étaient celles qui permettaient de caractériser au mieux un groupe de valeurs au sein d'une même couche...MAIS il est vrai que le débat reste ouvert. Pour les Pl, en fonction de l'écart type, je retire souvent une portion de celui-ci à la moyenne géométrique des Pl (ou j'écarte manuellement les valeurs extrême). J'utilise également de temps en temps une approche statistique basée sur une loi Log Normale avec test de Student...MAIS cette démarche nécessite un grand nombre de valeurs au sein d'une même couche et est donc difficilement envisageable pour de petits chantiers. Concernant le deuxième point de votre post, vous nous titillez un peu là quand même ...vous savez très bien qu'on ne peut pas écrire Plm = Gamma.h ! Avec le temps on a oublié que la véritable définition de la Pl* c'est Pl* = Pl-P0 avec P0 = Y.h. La Pl correspond à la pression limite d'un sol, soit une donnée intrinsèque au sol, augmentée de la pression de confinement de ce sol, variable avec la profondeur (Y.h). Enfin je voudrai ajouter qu'effectivement vous avez raison, pour faire vivre un site comme celui-ci, il faut des intervenants passionnés comme vous l'êtes, au risques parfois d'agacer, mais sans jamais céder à la facilité intellectuelle. Vos interventions, peut être parfois un peu trop "directes" ont le mérite de nous forcer à nous remettre en question et à nous interroger nous même sur ce que nous pensons ou croyons savoir. Amicalement
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  7. Bonsoir, Revenons au problème initial ...il n'est pas aussi simple que ça. Je vais reprendre ci-après plusieurs points extraits de l'article "Estimation du rapport E/Em : application aux radiers de grandes dimensions" de Hoang, Cuira, Dias, Miraillet - JNGGI2018 Depuis longtemps les géotechniciens tentent sans relâche d'utiliser les données pressiométriques pour justifier à peu près tout. Cet essai est pratique car il présente l'avantage de donner à la fois un paramètre de déformabilité et un paramètre de rupture. Pourtant, si l'évaluation de tassements sous une semelle à partir des données pressiométriques donne des résultats réalistes pour des sols normalement consolidés (ou même très légèrement sur-consolidés), cette même évaluation des tassements avec des données pressiométriques sous des ouvrages très grands ou sous des remblais de grandes hauteurs, ne marche plus ! M. Combarieu a pu démontrer que le rapport E/Em était fonction non seulement des dimensions (et du rapport B/L) mais aussi du type de sols et de leur niveau de consolidation. Pour une semelle circulaire isolée par exemple, l'égalité de tassements calculés avec la formule de Ménard et avec la formulation élastique classique suppose, pour l'exemple étudié, les rapports entre E et Em suivants : Ainsi pour une semelle circulaire sur des sables et graviers normalement consolidés avec alpha = 0.25, le rapport E/Em passe de 2.78 à 10 pour B passant de 0.60 à 6.00 mètres ! Alors que pour ces mêmes dimensions, sur une argile normalement consolidée avec alpha = 0.5, le rapport passe de 2.50 à 5.56 => la mise en place d'une règle universelle ne semble donc pas simple d'autant plus que le coefficient alpha est censé dépendre et évoluer au sein d'une même couche avec sigma'v0 ! On voit bien là que les erreurs dans l'estimation des tassements (et par extension les erreurs dans l'estimation des raideurs) peuvent être conséquentes. Des observations similaires ont pu être réalisées par Schmitt à partir de parois instrumentées. La reproduction à partir d'un modèle aux EF des déplacements mesurés sur chantier nécessite de considérer des modules valant 2 à 6 fois Em/alpha. Ces constats sont assez "logiques" : les sols ne sont pas des matériaux élastiques linéaires => leurs modules sont influencés par la plasticité et par la dégradation de la rigidité avec la déformation, et donc le sols n'ont pas 1 module mais des modules fonctions du niveau de la contrainte et de celui de la déformation ! (et oui ce concept est probablement difficile à intégrer pour ceux qui utilisent au quotidien des matériaux aussi parfaits (par rapport aux sols) que le béton et l'acier ) Aujourd'hui il n'y a pas vraiment de règles claires sur le sujet (seules quelques règles semi-empiriques) et cette situation est potentiellement une source importante de sinistres réels ou financiers (mise en place d'inclusions rigides sous radiers ou dallages alors que non nécessaires (tassements sur évalués), sous-estimations des déplacements d'une paroi entrainant des déplacements d'un mitoyen à l'amont, sous estimations ou sur estimations des raideurs et donc des sollicitations renvoyées en réaction par les fondations à la structure...etc). Le projet ARSCOP (nouvelles "Approches de Reconnaissance des Sols et de Conception des Ouvrages géotechniques avec le Pressiomètre") a de larges ambitions pour relancer le développement et l'utilisation du pressiomètre et notamment, vis à vis des déplacements, celle de réussir à définir une "loi de dégradation" indépendante de la forme ou de la rigidité de la fondation, en tenant compte de la diffusion de la contrainte en profondeur et également de la variation du niveau de déformation avec la profondeur. C'est un projet réellement important autant pour les structuralistes que pour les géotechniciens car il permettra à l'avenir de mieux cerner les effets des interactions sols/structures. En attendant les conclusions du projet ARSCOP, nous devons nous contenter des méthodes semi-empiriques évoquées par @anchor, @zanetti , @Tony_Contest...à utiliser avec prudence...et surtout, les géotechniciens doivent oublier le recours trop systématique à la relation E = Em/alpha car trop souvent source d'erreurs ! (cette relation donne en réalité non pas un module d'Young mais un module de type œdométrique utilisable sous des radiers épais (infiniment rigide par rapport au sol mobilisé) et de grandes dimensions). Cordialement
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  8. Bonjours, Non, l’excentricité maximale que le pieu de diamètre 40 peut supporter est calculée à la fin de la page 7/7 (c’est 46.5 mm). Moi, dans mon premier message, je parle bien de l’excentricité maximale que peut supporter le poteau de 35x35 cm armé en 4HA10 (c’est 42mm et non pas 46.5mm). Voilà je reprends la phrase telle qu’elle est écrite au début de la page 8/8 : ‘’De même, avec le programme N°102, on recherche l’excentricité que peut supporter le poteau armé de 4HA10….’’ Je précise aussi que thonier, dans les trois exemples, n’a jamais tester la possibilité de la reprise de l’excentricité constaté sur chantier par le pieu seul. Il a plutôt utilisé la méthode des moments résistant (voir page 7/7) en considérant que le poteau et le pieu reprennent conjointement (chaque un selon son moment résistant) l’excentricité constaté sur chantier. Voir à la page 8/8 au début de l’exemple 1, il est dit clairement : ‘’On constate que le pieu et le poteau peuvent supporter une excentricité maximale de : 46.5 + 70 =116.5 mm….’’ Elle est encore plus claire dans la sommation (46.5+70). Je précise aussi que même pour le pieu le calcul n’est pas correct. Même s il s'agit de section circulaire, on doit tenir compte de la direction de l’excitation (flexion bi-axial) et aussi de l’orientation de l’armature (les 6 barres) pour le calcul de la capacité de la section. Le commentaire R10.7.3 du règlement américain des ACI318-19 précise bien que l’orientation des barres ne peut être négligée pour une section circulaire que si le nombre est supérieur à 8. Cordialement
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  9. Bonjour, Désactive le lien maintenant que le sujet est lancé. Ceux qui ont réalisé ce rapport n'apprécieraient surement pas de le voir trainer sur internet. Si tu as LeLab et Anchor sur le sujet ça devrait suffire à obtenir des réponses. On voit bien ici le fossé entre continent. Pour avoir eu en main nombre d'études de sol en France et en Afrique (Cote d'Ivoire, Sénégal, Burkina Faso, Ethiopie, Madagascar, Congo), le constat est toujours le même : aucune conclusion dans les rapports et il faut pleurer pour avoir une évaluation de tassement. Par contre, souvent, les essais sont très bien (mieux) documentés que ce que l'on trouve en France dans les rapports. Plusieurs fois j'ai dû faire intervenir des géotechniciens Français pour sortir les conclusions de ces rapports. D'où le conflit géographique ressortant sur ce type de sujet : Tu vas être obligé de "secouer" le géotechnicien en lui demandant de respecter ce qu'il doit fournir dans une G2, mais comme précisé par Lelab, il faut lui fournir des éléments pour dimensionner : les charges linéaires pour les semelles filantes, les charges ponctuelles pour les fondations isolées et les charges réparties au sol ou ponctuelles pour les dallages. Bon courage.
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  10. Bonjour à tous, J’ai utilisé ce principe de calcul pour faire un outil de calcul qui détermine les propriétés de différentes sections : https://dimension-d.com/parametriques Je pensais ajouter des sections supplémentaires, avez-vous des remarques ou des propositions ?
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  11. Bonjour @Tony_Contest, Il n'est bien évidemment pas question de remettre en cause des règlements et méthodes sur lesquels tout le monde s'accorde. Ce que je décrit dans mon précédent post revient à la "méthode 2" de votre document "Excentrement de SF.pdf"...le but étant de veiller et de s'approcher au mieux d'une contrainte uniforme sous la semelle (surtout pas triangulaire => pas acceptable, mais plutôt trapézoïdale et au mieux avec un trapèze se rapprochant le plus possible d'un rectangle). Mais en fonction de l'intensité des efforts réels appliqués à la semelle cette méthode peut ne pas réussir à rendre uniforme (ou presque) cette contrainte. Dans ces conditions la proposition de @BELLAMINE (ou @MRB ) semble correcte. La dernière solution que je propose (massifs et poutres d'équilibre) est également régulièrement mise en œuvre. Cordialement
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  12. Bonjour, Juste pour info, MRB et Bellamine sont une seule et même personne. MRB ayant été créé pour pallier aux limitations de Bellamine sur un sujet de GC. La répartition de contrainte sur le sol est simplement liée à des hypothèses : Meyerhof = rectangulaire, linéaire = triangulaire. Que vous l'acceptiez ou non, les méthodes sont règlementaires (à des époques données et qui évoluent je vous l'accorde). Vous avez à faire à des étudiants, ou des personnes fraichement diplômées, que vous remettiez en cause les principes de dimensionnement des fondations, cela ne me pose pas de problème, mais il faut proposer des alternatives et expliquer pourquoi la règlementation ne fonctionne pas, au risque de perdre tout le monde... @azertt si le sujet t'intéresse, tu peux y revenir poser tes questions, mais honnêtement, fais toi ta propre opinion, récupère les éléments dans la NFP 94-261 + extrait de l'ouvrage de Thonier et fais ton analyse. Sauf si @lelab reposte sur le sujet, ce sujet est mort. Cordialement.
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  13. Bonsoir, Effectivement, pour une semelle filante sous un voile excentré, le principe est bien de considérer une contrainte uniforme sous la semelle (dans sa largeur B ) et ce malgré l'excentrement du voile ce qui suppose des armatures suffisantes à la jonction voile/semelle pour interdire toute rotation de la semelle par rapport au voile (l'angle de 90° entre semelle et voile doit rester de 90° - la rotation doit être bloquée). Si ce n'est pas faisable structurellement alors la solution proposée par M. @BELLAMINE selon le schéma de M. @MRB , en s'assurant de la continuité des aciers dans les angles et au niveau de la (ou "des" si besoin) semelle en refends, peut effectivement aider à équilibrer la semelle supportant le voile excentré. Ceci étant dit, la solution semelle filante en limite de propriété n'est peut être tout simplement pas la bonne. Pourquoi ne pas remplacer cette semelle filante en limite de propriété par des massifs isolés, décalés vers l'intérieur du projet, chargés de manière centrée par des poutres d'équilibre travaillant en consoles pour reprendre le voile ? Cette solution a le désavantage de concentrer des charges plus élevées sur les massifs, mais elle règle le problème d'équilibre des appuis. Cordialement.
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  14. Bonjour, Ci-joint le règlement RNV2013 sous Excel élaboré par l'ingénieur BENKHELLAT Abdelouhab. Bonne lecture!! Etude Climatique RNVA2013 (2).xlsx
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  15. Relisez bien mon post ce n'est pas ce que je dis ! ...réglementairement oui les tassements se calculent à long terme sous sollicitations quasi-permanentes (ELS QP)...MAIS, comme vous le rappelez justement, nous sommes sur ce fil de discussion non pas pour parler des "tassements" au sens règlementaires du terme mais plutôt des déplacements...d'où la notion de modules de réaction. La différence entre les 2 termes étant liée au temps. Un mât de communication fondé sur pieux, par exemple, va osciller sous l'effet du vent. Ces oscillations vont se traduire en efforts en tête des pieux sous le chevêtre...et ces pieux vont se déplacer horizontalement et verticalement => on est bien là dans le cas de déplacements sous l'effet d'actions à court terme ! ...et on évalue ces déplacements en tenant compte : structurellement du module instantané du béton constituant les pieux, géotechniquement, du module de réaction à court terme des sols. C'est le problème de ce fil de discussion...ça part dans tous les sens
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  16. ...concernant votre dernier post...oui c'est tout à fait normal. Le tassement à court terme n'est qu'un état transitoire, un tassement "faible" car tenant compte de caractéristiques des sols à court terme, non drainée, et donc pas durable si l'application de la contrainte dure dans le temps... Amicalement
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  17. Bonjour, Donc vite fait depuis le boulot (!)...en fait pour le géotechnicien il faut comprendre les modules de réaction "K" par la durée d'application des sollicitations. Que ce soit pour des déplacements verticaux ou horizontaux, le sol affiche : - un "K" sous longues durées d'application - un "K" sous courtes durées d'application, généralement 2 fois plus grand que le précédent, - un "K" sous durées d'application très brèves, accidentel ou sismique, généralement de l'ordre de 3 fois le cas précédent Comme tout cela est long à écrire, on simplifie généralement par : Ksis = Kacc = 3 x Kct et Kct = 2 x Klt...et ce que ce soit pour des Kh (horizontaux...ou Kx ou Ky ou Kxy) ou des Kv (verticaux...ou Kz).... Mais il est vrai qu'il y a un certain manque de rigueur dans les rapports géotechniques au sujet des notations des modules de réaction. Cordialement
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  18. Re bonjour @lelab @zanetti et @anchor Personnellement, je trouve illogique que l'ingénieur géotechnicien qui a passé deux années de "prison" dans les CPGE à l'intérieur d'une pièce isolée (esprit concours) avec des travaux forcés (cursus de formation) qu'une fois intégrer une école d'ingénieurs on lui donne des formules (je parle ici de la méthode de Mènard!) à appliquer sans aucun détail de clarification des démarches et preuves (les hypothèses etc ...) qui ont été à la source de détermination de ces formules. Car finalement pour un ingénieur proprement dit, ce n'est pas les formules qui l'intéresse mais plutôt et surtout le chemin théorique de leur détermination. La connaissance de ce dernier (le chemin de la preuve) est un point fondamental pour l'ingénieur pour développer et améliorer dans le temps sa spécialité, ses connaissances, son savoir faire ... en gardant tjrs un esprit critique et sportif !!! La balle est tjrs chez vous nos confrères géotechniciens. A vous lire davantage ... Amicalement
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  19. Bonjour, Il y a beaucoup de notions différentes dans les récents posts de M. @BELLAMINE et de M. @MRB . Selon les précédents posts, le Kv recherché semble dépendre uniquement d'un module E vertical. Les géotechniciens savent bien que ce n'est pas aussi simple. Le tassement vertical d'un sol ne peut s'envisager que si il y a déplacement par expansion horizontale (et même radial) du sol (ça ressemble beaucoup à ce que mesure la sonde pressiométrique non ? ). Le fonctionnement du pressiomètre est souvent mal compris. Pour mémoire, un sol c'est : un squelette solide, avec des liaisons plus ou moins fortes; un milieu poreux, avec des pores communicants ou non entre eux et déterminants ainsi la perméabilité, et dans ces pores, soit de l'air, soit de l'eau. Concernant les calculs de tassements (et donc ceux des Kv) lorsque l'on surcharge un sol, la contrainte est reprise : en partie par le squelette solide, qui en fonction de sa rigidité va se charger d'une partie plus ou moins grande de cette contrainte, et dans le cas d'un sol saturé, en partie par l'eau, incompressible, qui va se charger au moins dans les tous premiers temps, de reprendre le reste de contrainte non prise en compte par le squelette solide du sol. A court terme donc, au moment ou la surcharge est appliquée sur le sol, les tassements instantanés sont généralement faibles. Puis, sur le long terme, l'eau (ou l'air), sous pression va chercher à s'échapper par les pores communicants du sol : dans un sol fin, peu compact et saturé : le squelette solide du sol ne va encaisser qu'une toute petite partie de la contrainte. L'eau contenue dans ses pores va donc se charger du reste et monter en pression : Le premier risque est que la pression interstitielle soit plus forte que la pression limite du sol => on obtient alors une rupture par poinçonnement sous la surcharge, si la pression interstitielle reste en deçà de la pression de fluage du sol, alors, en fonction de la perméabilité du sol, l'eau va "s'échapper" plus ou moins vite du volume de sol surchargé. En s'échappant de ce volume, la pression interstitielle va chuter progressivement, transférant progressivement la charge initialement prise par l'eau au squelette solide du sol. Cette chute de la pression interstitielle va s'accompagner d'un tassement du squelette solide du sol, qui va durer un temps plus ou moins long, fonction de la perméabilité du sol et de la rigidité du squelette : => c'est le domaine d'emploi privilégié des essais œdométriques, généralement associés avec la mesure du Cv de manière à évaluer le temps qui sera nécessaire pour acquérir les tassements, => mais cet essai est assez cher (carottage + labo). L'essai pressiométrique, bcp moins cher à réaliser, permet par convention, de donner un tassement à 10 ans, en supposant qu'au bout de 10 ans, dans la majorité des cas, 100% des tassements seront acquis => il s'agit d'une convention liée à la théorie pressiométrique. au final, lorsque la pression interstitielle sera équilibrée, le Kv sera bien égal à la contrainte sur le tassement final. dans un sol fin, peu compact sec : le résultat en termes de tassement va être peu ou prou le même que dans le cas précédent. La seule différence étant qu'en absence d'eau, le temps d'acquisition des tassements sera plus court => mais là aussi, le Kv sera bien égal à la contrainte sur le tassement final. dans un sol granulaire, compact, saturé ou non : pour ceux qui connaisse, les alluvions du Rhin par exemple, ou celles de la Savoureuse près de Belfort, constituées de graves pluri-centimétriques, avec peu de fines, et affichant des Pl supérieures à 5 MPa, la surcharge appliquée sur le sol sera presque entièrement reprise par le squelette solide du sol. L'eau ne sera que très faiblement mise en pression et cela pendant un très court moment puisque la perméabilité du sol est très élevée (de l'ordre de 10-2 m/s) => donc saturée ou non, le Kv sera bien égal à la contrainte sur le tassement final...et dans ce type de sol, pas possibles d'envisager des essais œdométriques, enfin dans une roche, le principe est le même, sachant qu'une roche peu être plus ou moins compactes, plus ou moins poreuse et perméable (pores communicants ou non) et plus ou moins fracturée...et la aussi pas d'essais œdométriques envisageables. Donc que le sol soit saturé ou non, cela ne change rien sur la raideur "apparente" à long terme. Seule la réaction instantanée est influencée par l'état de saturation. Concernant l'anisotropie des sols, la théorie pressiométrique en tient justement compte par l'intermédiaire du coefficient rhéologique alpha dont la définition est le rapport entre : le module pressiométrique Em qui selon la définition de L. Ménard est un module de distorsion du terrain mesuré dans un champ de contrainte déviatorique (ce qui correspond bien au mode de chargement du sol par la sonde pressiométrique) sur le module de déformation E+ du sol dans un champ de contrainte "quasi isotropique" (soit un module de type oedométrique mesuré dans un champ de contrainte isotropique ou sphérique) soit alpha = Em/E+ Au final, les tassements purement verticaux n'étant possibles que si il y a déplacements radiales, les formulations de calculs des tassements basées sur les modules de déformation mesurés au pressiomètre sont cohérentes. Amicalement
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  20. dans le module de dimensionnement des poutres, tu vas dans "analyse" puis "paramètre du dessin", tu verras "modèle", là tu choisis le format que tu vas.
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  21. Bonjour, L'image de @medeaing pour qu'elle soit visible sans la télécharger : Extrait aide robot (notez la différence concernant Mxx et Myy) : Le calcul des armatures dans robot où il est fait référence à l'extrait de @medeaing : https://knowledge.autodesk.com/fr/support/robot-structural-analysis-products/learn-explore/caas/CloudHelp/cloudhelp/2021/FRA/RSAPRO-UsersGuide/files/GUID-FF347447-519A-4A03-B3DC-2CDB5A6BE028-htm.html
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  22. Bonjours, Oui je suis d’accord avec vous '‘tous les logiciels n'ont pas la même convention’’ mais d’une manière générale (indépendamment du logiciel utilisé) une formulation basée sur la théorie des poutres n’est pas analogue à une formulation basée sur la théorie des plaques et coques. Pour la théorie des plaques (ou coques) : Le moment Mxx est le moment qui engendre des contraintes parallèles à l’axe x et donc c’est le moment qui fait tourner la section autour de l’axe y. Et de même, le moment Myy est le moment qui engendre des contrainte parallèle à l’axe y et donc c’est le moment qui fait tourner la section autour de l’axe x (voir par exemple ''Theorie of plate and shells'' de ''timoshenko & woinowsky'') . Aussi pour la méthode de l’annexe E3 du BAEL (dite ‘’la méthode manuelle’’), x est la direction de la plus petite des deux portée et le moment Mx est le moment qui engendre un ferraillage (des contraintes) parallèle à cette direction (et non pas autour de cette direction). Pour le Robot, et puisque @''Tony_Contest'' a des doutes sur la direction des moments, je partage, dans la figure ci-dessous, la définition des axes et des moments utilisée par Capra et Maury dans l’article intitulée ‘’Calcul automatique du ferraillage optimale des plaques ou coque en BA’’ qui est la référence de la méthode analytique de Robot. https://mrkzgulfup.com/uploads/16328535051611.jpg Salutation
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  23. Ci joint une publication qui en parle pdfcompressor.zip
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  24. Bonjour @MACHHOUR, Attention toutefois, l'approche E = Em/alpha conduit nécessairement à des tassements surévalués => je vous invite à lire l'excellent article de M. Combarieu "L’usage des modules de déformation en géotechnique - RFG" (cet article se trouve facilement avec google). Initialement L.Ménard (Sols-Soils n°1 - Ménard et Rousseau) avait proposé E(y) = Em/alpha² => et les géotechniciens à l'usage ont laissés tomber le ² ! Selon O.Combarieu, il faut plutôt retenir E = k x Em/alpha avec k = 1 à 3 - Lorsque l'on fait des modèles aux éléments finis, avec Plaxis par exemple, il est courant de considérer Eref = 2 x Em/alpha. Cela est d'ailleurs repris dans l'annexe J de la Norme NF P 94-261 au tableau J.2.1 : Dans ce tableau, en considérant par exemple alpha = 0.5, on retrouve bien E = (1 à 3) x Em/alpha, soit E = (2 à 6) x Em. Par ailleurs, il est d'usage de donner à alpha les valeurs issues du tableau de L. Ménard en fonction du rapport Em/pl mais alpha peut se calculer, en fonction de la contrainte initiale à une profondeur donnée...et donc alpha peut évoluer avec la profondeur ce qui semble logique => cf l'article "Pressiorama - par Baud et Gambin" (facilement trouvable également avec google). Bref, tout ça pour dire qu'il faut être vigilant dans l'évaluation des tassements. Pour une semelle, le couple {Em ; alpha} fonctionne bien pour des sols normalement consolidés (et non compressibles) mais dès que l'on passe sur des dallages, des radiers ou des grands remblais, le passage de Em à Ey, ou encore à Eoed, n'est pas "simple" et demande un calage de la méthode. (un exemple bien commenté de calage permettant de réconcilier la théorie pressiométrique (Em) et la théorie élastique (Ey) existe dans le manuel utilisateur du module Tasplaq du logiciel Foxta - éditeur Terrasol) En attendant les conclusions du projet ARSCOP. Cordialement
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  25. @medeaing Vous avez tout à fait raison pour la partie poteau et le fait qu'ils reprennent conjointement. J'étais resté sur la vérification du pieu seul, mais ce n'est effectivement pas ce qu'il fait ici. Mea Culpa. Cordialement.
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  26. Bonjour, En règle générale, sur les logiciels de calcul, beaucoup utilisent E(y)= Em/alpha Cependant, les échanges sont en cours dans le cadre du projet ARSCOP pour améliorer la définition de E(y) dans les petites déformations
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  27. Oui la longueur d'ancrage Lbd de l'Eurocode, c'est pour un ancrage dans le béton. Si il y a scellement à la résine, il faut regarder la documentation de la résine afin de déterminer les longueurs à sceller en fonction de la résine utilisée. Il y a des abaques ou des tableaux d'efforts e, fonction de la classe de béton, de l'inertie fissurée ou non, etc. Voir chez HILTI par exemple avec la résine HY200
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  28. Je pense qu’il y a une erreur dans les exemples de thonier présentés dans le rapport partagé par ‘’Zanetti’’. Dans le §6.2 (au début de la page 8/8), pour le calcul de l’excentricité maximale (donc le moment maximal) que peut supporter le poteau, thonier a utilisé la courbe d’interaction (il réfère au programme N°102 mais je pense que c’est plutôt le programme N°101) du poteau supposé travaillant en flexion composé uni-axiale ( flexion dans une seul direction au tour de l’axe principale de la section) et il trouve la valeur 42mm (en pied c’est 42/0.6 = 70mm). Cette valeur (70mm) a été utilisée pour les trois exemples comme ‘’excentricité maximale que peut supporter le poteau’’. Pour l’exemple 1 et 2 le poteau ne travaille pas e flexion uni-axiale mais plutôt en flexion bi-axiale (moment dans les deux directions) alors que thonier a utilisé le même moment résistant (la même excentricité maximale que peut supporter le poteau) et cela n’est pas juste ! Explication : Lorsqu’un poteau travail en flexion composée bi-axiale on ne peut pas représenter ça capacité par une courbe d’interaction mais plutôt par une surface d’interaction (ensemble de plusieurs courbes d’interactions, chaque courbe représente la capacité du poteau par rapport à une direction donnée). La figure ci-dessous présente la surface d’interaction du poteau de l’exemple de thonier : section 35x35, ferraillage 4HA10, classe du béton C20/25 et nuance d’acier Fe500 (thonier n’a pas donné la classe du béton et la nuance d’acier utilisé dans l’exemple). La surface a été générée par le module ‘’section designer’’ du logiciel Etabs. On peut remarquer dans la figure que, pour un effort normal donné, on ne peut pas représenter la capacité du poteau par un seul moment (donc une seule excentricité) mais plutôt par une courbe de capacité (Mx_risistant , My_risistant). Insert Si le couple de moment (Mx,My) sollicitant le poteau est connu, on peut calculer la direction de l’excitation (tan (teta) = My/Mx = ey/ex) et donc on peut tracer la courbe d’interaction par rapport à cette direction en faisant tourner l’axe neutre selon cette direction et en calculant, pour plusieurs valeur de l’effort normale, le moment Mx_resistant et le moment My_résistant (et donc l’excentricité maximale ex_max et ey_max). Voir la figure ci-dessous pour un exemple de teta=40 deg. Maintenant si en fixe l’effort axial (P) et la direction de la sollicitation (teta) on peut calculer le moment résistant selon cette direction (et donc l’excentricité max) par les formules : M_resistant (P,teta)= Mx_resistant * cos(teta) + My_resistant * sin(teta) e_max(P,teta)= ex_max * cos(teta) + ey_max * sin(teta) Et pour illustrer l’erreur commise par thonier j’ai représenté (schématiquement) dans la figure ci-dessous trois cas de sollicitation: 1- La couleur rouge (teta=0) : flexion composée uni-axiale, 2- La couleur jaune (teta =21.8 deg) : l’exemple n°1 de thonier, 3- La couleur bleu (teta =28.07 deg) : l’exemple n°2 de thonier, Thonier a utilisé la ligne rouge pour les trois exemples alors que la procédure correcte est d’utiliser la jaune pour l’exemple n°1, la bleu pour le 2eme et la rouge pour la troisième. Non, thonier n’est qu’un être humain qui oublie, ignore et fait des erreurs. و العلم عند الله تعالى الواحد الأحد الصمد الذي لم يلد و لم يولد Insert Insert
    2 points
  29. Bonsoir, Je confirme ce que dit @anchor, pour des bâtiments classiques le géotechnicien a essentiellement des DDC verticales centrées (sauf dans le cas de projets sismiques). Le géotechnicien sait prendre en compte les efforts tranchants et moments en tête des pieux; il a des outils pour ça, dans le domaine élastique ou elasto-plastique. C'est le cas dans les études que nous réalisons pour des ouvrages d'art ou de génie civil avec en plus la prise en compte de frottements négatifs ou d'efforts en G(z). Pour ce qui est des excentrements il faut effectivement distinguer : les excentrements qui entrent dans les tolérances d'exécution des fondations, à savoir : selon la NF EN 14199 : pour des micropieux l'erreur d'implantation doit être < 0.10 mètre et la déviation doit être < 2% de la longueur(pour des micropieux verticaux) selon la NF EN 1536 : pour des pieux forés l'erreur d'implantation doit être < 0.10 mètre si le diamètre est < 1.00 mètre...et jusqu'à 0.15 m pour un diamètre > 1.50 mètre ...et autres tolérances précisées dans les Normes d'exécution des différents procédés de réalisation des fondations profondes, les excentrements qui dépassent les tolérances d'exécution. Dans le premier cas, l'annexe R de la NF P 94-262 précise : Ce qui semble logique. Il précise également "Les règles à préciser dans le projet de conception". Le projet de conception d'un ouvrage doit préciser : et enfin il précise : Donc a priori, tant que l'on reste dans les tolérances d'excentrement et d'inclinaison, le pieu est réputé justifié, et il faut plutôt donc s'inquiéter du comportement de la structure => les conséquences des défauts géométriques des pieux, contenus dans les tolérances d'exécution ont elles bien été prises en compte dans la conception du projet ? => et dans ces conditions, l'entreprise de forage des pieux étant dans les marges de tolérances, sa responsabilité ne peut pas être engagée. Par contre si à la suite d'une erreur d'implantation ou de difficultés techniques l'implantation du pieu ou son inclinaison sortent des tolérances d'exécution du procédé, alors la effectivement, les dépenses a engager pour corriger le tir devront normalement être supportées par l'entreprise de pieux. ...ceci étant dit, lorsque l'on constate un excentrement il faut absolument passer par la case recalcul avant de s'énerver. On arrive bien souvent à s'en sortir à peu de frais en trouvant d'autres équilibres ou au pire en ajoutant un micropieu par exemple. Bref, en tout cas, il faut privilégier le dialogue entre les différents intervenants qui sont censés construire tous ensemble un seul et même ouvrage...et ce dialogue doit être initié AVANT le démarrage de l'EXE. Le structuraliste, la boite de pieux et le géotechnicien doivent tous avoir les mêmes hypothèses de conception :-) Enfin, de mémoire et selon mon humble expérience, à chaque fois que le problème s'est réellement posé, il s'agissait d'une erreur d'implantation des pieux...donc de la responsabilité du géomètre (ou de l'entreprise de pieux si elle avait fait seule son implantation). Cordialement
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  30. Encore juste de passage (j'ai le cuir un peu plus dur quand même ) pour préciser sur les efforts horizontaux et/ou moments. En ouvrages d'art, c'est quasiment toujours fait (sauf quand H et M=0 mais c'est rare), et on intègre la courbe g(z) dans nos rapports avec la courbe enveloppe du tranchant et des moments à reprendre dans les pieux. Charge au BE structure de vérifier et/ou adapter le ferraillage en conséquence. En bâtiment, sauf en sismique on ne nous fournit que très rarement des moments ou des efforts horizontaux à reprendre. Pour avoir fait du suivi d'exe sur un (très) gros bâtiment, on avait un radier sur pieux, donc les moments étaient repris dans le radier mais la question avait été abordée par le contrôle extérieur désigné par l'assurance CCRD.
    2 points
  31. Bonjour @fradi Je te donne un exemple (c'est juste un exemple) qui reflète concrètement que les discontinuités brusques de l'inertie (ou rigidité) des éléments de structure à la conception sont déconseillées. Je prend le cas de conception d'un bâtiment en zone sismique. Il est toujours recommandé par les experts de normalisation de veiller lors de la conception à prévoir des rigidités des étages qui ne soient pas significativement différentes. C'est ce que nous appelons un bâtiment régulier verticalement. Le cas 1 est dangereux pour un bâtiment en zone sismique ! Et c'est à vous de voir ... Cordialement
    2 points
  32. Ce n’est pas la même analogie des poutres car les moments dans une dalle pour une direction donnée représente l’intégration des contraintes parallèle à cette direction (voir formule ci-dessous extraite du manuel du logiciel SAP2000).
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  33. Non pour les dalles ce n’est pas la même convention. Mxx est le moment parallèle à l’axe x (c’est-à-dire autour de l’axe Y) et Myy est le moment parallèle à l’axe y (c’est-à-dire autour de l’axe x).
    2 points
  34. C'est assez simple, du moment que l'acier est ancré complétement dans le béton, alors l'acier peut travailler à sa contrainte maxi de 500 MPa / 1,15 (coef sécurité). Voir l'eurocode EC2-1/ article 8.4.3(2) et l'article 8.4.4(1) pour calculer le Lbd qui est la longueur d'ancrage de calcul. En gros pour un C25/30, c'est 40Ø d'ancrage dans des bonnes conditions d'adhérence pour faire travailler l'acier à pleine capacité. Si c'est pas possible d'ancrer 40Ø alors la traction admissible sera à diminuer au prorata de la longueur d'ancrage de l'acier. Maintenant si c'est de la compression uniquement entre semelle et gros béton, il suffit de mettre en place des liaisons de principe pour solidariser les éléments.
    2 points
  35. C'est beau, perso je suis plutôt mouflon , il manque un paquet de modération sur ce forum. Du genre 6 messages à la suite, ce qui n'a aucun intérêt (il y a la fonction edit pour ça), rend le forum peu lisible, et dont 5 hors sujet.. @KHETT@B Anchor prend mal la remarque et avec raison, on dirait que les messages sont écrits le couteau entre les dents , ça va, cool. Stop à la création d'un ordre blabla, créez un topic de l'ordre ou même cinquante s'il le faut. Le sujet est intéressant mais il y a vraiment de l'agressivité dans les messages, vous allez faire fuir tout le monde et parler tout seul ce qui est déjà un peu le cas. Je sais bien que vous n'êtes pas d'accord mais c'est le ressenti de plusieurs ici. Cela ne règle pas mon problème. Si on suit votre raisonnement, alors 98% des bâtiments sur pieux en France sont mal conçus car les excentrements ne sont pas repris (je parle de ceux dans les tolérances), je n'ai jamais vu de BE structure donner des DDC avec des moments d'excentrements pour le fabriquant de pieux. Anchor a confirmé ça de son expérience. Moi je n'ai jamais vu ça en 10 ans et non plus avec des "vieux" ingénieurs. L'annexe R de la NF P 94-262 mentionne que "Historiquement, une pratique courante était de considérer qu’une charge axiale pouvait sans conséquence être excentrée jusqu’à B/8 sur des pieux verticaux non armés sollicités entre 4 et 5 MPa à l’ELS et respectant des tolérances spécifiques ; les justifications exigées à l’ELU sont plus pénalisantes." Nan mais sérieusement moi si c'est que ça, j'inclue des moments dans ma DDC mais c'est pas du tout une pratique courante et le fabriquant de pieux en exécution me dit "Nan mais oh c'est quoi ces moments là, vous me rajoutez 70T.m de moments dans chaque direction, je vais devoir augmenter mes diamètres de pieux et renforcer toutes mes cages, vous êtes malade ?". Lors de la conception du projet, je pense, peut être à tort, que ce problème d'excentrement est juste mis sous la table dans la plupart des cas. J'aimerais qu'on me montre des DDC de bureaux d'études qui intègrent des moments d'excentrements en conception et en exé. Alors concrètement comment ça se passe au Maroc par exemple ?, sur un vrai chantier avec des vrais pieux, comment le BE structure prévoit et conçoit sa DDC ?, je parle concret là, des témoignages sont bienvenus.
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  36. Bonjour, Oui, c'est un peu le problème de ce forum, il n'y a plus personne pour modérer les sujets et le manque de respect est maintenant monnaie courante. @KHETT@B n'est plus là pour rétablir l'ordre et quelquefois je me demande si Bellamine n'est pas devenu administrateur du site. Vous noterez qu'il y a très peu d'expert (si je regarde sur les 6 derniers mois, je pense qu'il n'y en a aucun) qui répondent sur des sujets sur lesquels Bellamine s'est prononcé : tout simplement pour éviter les conflits. C'est sympa de m'avoir soutenu... Maintenant tu peux supprimer ton compte et revenir sous un autre pseudo parce que là, tu est blacklisté à vie Dommage, le principe d'échange avec d'autres professionnels et d'autres pays est intéressant.
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  37. بالنسبة لإهمال عزوم الفتل [ les moments de torsions ] عند تصميم الجوائز [ les poutres ] لابد من التفريق بين: 1- الحالة التي يكون فيها عزم الفتل ضروري لتحقيق التوازن [ torsion nécessaire pour assurer l’équilibre ] و يكون ذلك في بعض الجمل الإنشائية المحددة ستاتيكيا [ structure isostatique ] التي تعتمد على جساءة الفتل [ la rigidité de torsion ] لتحقيق التوازن. أنظر مثالا في الصورة التالية المقتطعة من القانون الأمريكي للخرسانة المسلحة [ ACI318-19 ]: في مثل هذه الحالة لا يمكن إلغاء عزوم الفتل و لا بد من تصميم الجائز لمقاومة الفتل الناتج و لابد من تفعيل [ yes ] في خيار [ consider torsion ] في برنامج إيتابس. 2- حالة الجمل الغير محددة ستاتيكيا [ structure hyperstatique ] التي تكون فيها عزوم الفتل ناتجة عن مبدأ توافق التشوهات [ compatibilité des déformations ] المستعمل عند التحليل المرن [ analyse élastique ] للمنشأ. أنظر مثالا في الصورة التالية [ الجائز الطرفي -الحامل للجوائز الثانوية- تتولد فيه عزوم فتل ناتجة عن مبدأ توافق التشوهات] . في مثل هذه الحالة يمكن إهمال عزوم الفتل و ذلك لأن تشقق الخرسانة [ la fissuration du béton ] سيؤدي إلى انخفاض جساءة الفتل و بالتالي انخفاض عزم الفتل و إعادة توزيع الإجهادات [ redistribution des efforts ]. في هذه الحالة يمكن تفعيل [ NO ] في خيار [ consider torsion ] في برنامج إيتابس ولكن بشرط أن تكون قد قمت ابتداءا بإلغاء جساءة الفتل [ Vous devez annuler la rigidité de torsion de la poutre dès le début ] و العلم عند الله تعالى
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  38. Bonjour L'hypothèse de répartition triangulaire ou trapézoïdale sous la semelle des contraintes pour une semelle filante est illusoire !!! Une semelle filante se calcul comme une poutre sur appuis élastiques infiniment rapprochés " Voir sujet : A qui revient ...." L'excentrement du mur produit un moment de torsion dans la semelle filante qui pour une semelle isolée est un moment de flexion Cordialement
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  39. J’ai fait un outil en ligne pour obtenir les spectres sismiques à l’Eurocode 8 : https://dimension-d.com/boite/chargement/seisme/index.php Dites moi ce que vous en pensez !
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  40. L'essai permettant de mesurer le module de déformation en plusieurs directions est le dilatomètre Marchetti.
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  41. Attention ici, je parle d'une plaque parfaitement rectangulaire !!! Si la plaque présente un biais géométrique ou de forme géométrique quelconque. Je vous invite à consulter la notion de biais mécanique et la technique de maillage par EF à toute fin utile.
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  42. Hamdad Noureddine ingenieur en génie civil
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  43. bonjour, oh bien sur je l'avais pas vu le coté porteur de ce voile. bien vu A+
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  44. bonsoir, il me semble que sur le sens transversal , c'est un peu léger.essaie , en fonction de la distribution architecturale d'augmenter la largeur des voiles. personnellement, le voile de la cage d'escalier, je lelimiterais à la partie droite.( le coffrage d'un voile circulaire est très délicat et le résultat n'est pas garanti. OuAllahou A3lam A+
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  45. 1 point
  46. Bonjour Ci après les suites 1 et 2 de la fiche de progrès n°027 du 13/09/2021 relative aux relations d'interaction entre les différentes expressions des coefficients de répartition transversale
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  47. le passage mai plutôt à faire reposer la parie courbe de l'escalier sur un petit voile de 2.40 m de large. ceci suppose que les fondations de ce voile puissent être réalisés. au fait pourquoi un escalier tournant. cette solution s'impose lorsque l'espace disponible n'est pas suffisant car l'escalier devient pénible (pas de palier de repos) sans compter les difficultés de réalisation. das votre cas il y a de la place pour placer un escalier droit avec palier de repos-9 marhes +plier de repos+palier d'arrivée. OuAllahou A3lam A+
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  48. Bonjour, Ce serait trop simple en effet ! Ton moment longitudinal que tu donnes, correspond au poids G du tablier. Tu le divises par la largeur du tablier pour avoir le moment de flexion longitudinal unitaire par mètre transversal. Tu calcules le coefficient K de la charge répartie G couvrant la totalité des fibres transversales pour chaque fibre transversale y des 4 poutres. Si tu fais un calcul manuel à partir des tables, il faut calculer pour la fibre y de la poutre, tous les K à -b, -3b/4, etc 0 , etc +b et en faire la moyenne pondérée Tu appliques ensuite le coef K que tu trouves, à la poutre considérée. Pour le moment longitudinal, si la zone transversale de la poutre correspond à 2m25, tu multiplies le moment unitaire par 2m25 puis par le K calculé. IL faut comprendre et bien saisir : Quand tu divises par le nombre de poutres, tu considères alors le moment moyen théorique à supporter par la poutre où qu'elle se trouve sans tenir compte de la répartition transversale des charges. Il s'agit comme dit plus haut le Moment unitaire x largeur d'influence de la poutre Quand on calcule K, la valeur correspond à une fibre donnée y (ta poutre) pour un excentrement e donnée de la charge appliquée / axe longitudinal. Si tu considères la charge permanente, il faut alors considérer tous les excentrements e en partant d'une rive à l'autre du tablier -b à +b Donc pour ta fibre y, tu auras une valeur de K différente pour la charge en -b, -3b/4, 0 , b/4, etc, +b. Tu devras en faire la moyenne pondérée.
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  49. Bjr, Vous pouvez chercher dans cette page : http://www.bti-tana.com/ de notre confrère GELEE CHRISTIAN. cdt
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  50. les ingenieurs qui cassent les prix et qui ont la mentalité "nagragtti "" sont tenus de dechirer leurs diplomes . j etais choqué par les montants des etudes à alger . etudes genie civil +plans gc d une villa en R+3 estimés à 10 000 DA . parcontre le maçon qui n a aucun art de realiser ni moyens ni connaissance , , le metre cube de béton est facturé à 35.000 Da . les ingenieurs des organismes étatiques et les ingenieurs qui travaillent les 8h sont responsables de cette triste réalité , l 'evenement informatique clochardise notre métier le fait de connaitre les play stations , à savoir les logiciels .
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