canartik

En fait, les micropieux juste en béton ne reprennent ni effort tranchant en tête ni moment d'encastrement. Je suppose que l'inertie est trop faible même avec des armatures. Pour que le micropieu puisse reprendre des efforts horizontaux et des moments, il faut qu'il y ait un tube de renfort en métal pour augmenter l'inertie. Moi l'expérience que j'ai c'est 5T max total horizontal par micropieu avec tube de renfort selon les entreprises de micropieux. Je travaille sur des zones sismique 5 sur 5 avec fortes accélérations et des sols liquéfiables sur plusieurs mètres et on passe en micropieux car c'est parfois très compliqué d'amener la machine à pieu. 15 T ça me parait assez énorme mais peut être que des "gros" micropieux alors, du genre Ø30-Ø35 cm, parceque en Ø25 cm, ça me semble compliqué de faire plus que 5T d'effort horizontal. Après je suis pas spécialiste du sol, ni des fondations profondes, mais c'est ce que les entreprises de fondations me disent. Il n'y a rien dans les règlements je crois pour les micropieux, il faut juste que l'entreprise de fondations profondes puisse justifier de la reprise d'effort tranchant et de moment en tête des micropieux. J'ai environ 8 ans d'expérience, notamment dans des zones fortement sismiques

300 kN ça me parait pas idiot, loin de là. J'ai déjà eu ça voir plus sur des bâtiments moins hauts avec des articulations. Je viens de faire un exemple d'un voile avec 5 m de portée chargé à 10T/ml, ça donne 15T d'efforts horizontaux par appui avec des rotules, et il n'y a quasiment pas d'effort dans le voile. En revanche si je mets 2 appuis élastiques de chaque côté du voile, j'ai 0 efforts horizontaux sur appui, mais par contre le voile reprend beaucoup plus d'efforts et notamment de la traction en pied de voile. Par rapport à votre 1er message, la dalle basse ne lisse rien du tout car si il y a des rotules, l'appui est une articulation parfaite et va directement bloquer l'appui du voile. Le déplacement est complètement bloqué, avec ou sans dalle basse. La dalle basse joue un rôle seulement si les appuis sont élastiques, là il y aura une répartition des efforts. Ce ne sont pas des efforts "parasites", c'est des efforts qui découlent des hypothèses retenues. Pour des micropieux "standards", ça reprend 0 effort horizontal. Si les micropieux sont chemisés en tête, on peut aller jusqu'à 5T d'effort horizontal total par micropieux (expérience perso de micropieux dans les antilles en zone sismique 5 sur 5). Oui pour lancer les calculs une 1ère fois, 2 000 kN/m est une raideur correcte pour l'horizontal.

Oui c'est normal d'avoir des efforts horizontaux car entre 2 appuis, la distance est fixe puisque c'est des articulations. En RDM, on étudie une poutre simple avec une articulation à gauche et un appui simple "roulant" à droite afin d'avoir un système isostatique. En fait dans ton projet, la structure va se déformer vers le bas sous charges gravitaires et comme tes appuis sont bloqués horizontalement, eh bien tes appuis encaissent des efforts horizontaux. En réalité, tes micropieux vont de déformer en tête horizontalement et il n'y aura pas tant d'efforts. Il faut mettre des appuis élastiques horizontalement

https://livre.fnac.com/a2687261/Henry-Thonier-Conception-et-calcul-des-structures-de-batiment-volume-7-L-Eurocode-2-pratique C'est cher, mais il y a un gros boulot derrière, et c'est un livre Pro pas un roman. 1900 kN c'est beaucoup, mais si la dalle fait 40 cm d'épaisseur, c'est énorme aussi. Je viens de vérifier pour un poteau 50x50cm, je trouve un Ved de 0,848 MPa pour une limite de environ Vrd, max = 0,518 MPa. Il faut bien des armatures de poinçonnment et en quantité assez importante, si pas de chapiteau.

Bonjour, alors moi je trouve que 1900 kN, c'est pas énorme non plus. Pour Une dalle de 40 cm d'épaisseur, ça devrait peut être passer sans armatures de poinçonnement, ça dépend de la section du poteau. Peux tu juste donner la vérif de l'EC2 : ved = Ved/u1.d =< Vrd,c Si on ne veut pas mettre d'armatures de poinçonnement, il faut augmenter la section du poteau, ou l'épaisseur de la dalle, ou mettre un chapiteau, (droit ou en biais en forme de cône). Pour en revenir au calcul des armatures, ça me parait beaucoup cette fois-ci. Le mieux c'est de calculer la section que tu as besoin avec A1 = Asw/(Sr.u1) = ... On laisse le u1 à gauche, ça donne une section en cm²/m² . Le Sr c'est la distance entre les "cercles" d'armatures de poinçonnement. Une fois que tu as choisi le nombre de "cercles" d'armatures, le diamètre et le type (épingle ou étrier), tu vérifies si la section est bonne avec (Asw/u1.Sr) > la section d'acier que tu as besoin A1 Le bouquin de THONIER tome 7 (l'Eurocode 2 pratique) est super bien, et donne pas mal d'exemples hyper concret comme celui-ci

Bonjour, Sans aucun plan EXE, le mieux reste le ferroscan par une société compétente qui sait quoi chercher et ou. C'est le seul moyen à ma connaissance de connaitre les armatures sans sondage destructif. L'essai par chargement + déformée, ça me parait vraiment très hasardeux et bien trop empirique comme méthode. Si le but final est de casser pour refaire, alors il faut songer au sondage destructif ponctuel type carottage. Cela dépend du type d'ouvrage, du type d'étude, etc.

Bonjour, C'est simplement des barres bateaux pour remonter des charges. Voir ici :

Quelques astuces : Travailler avec les raccourcis clavier au maximum : on peut tout programmer facilement dans Autocad: Exemple : F1 pour supprimer des éléments, F2 pour tracer des lignes, Ctrl+clic droit pour déplacer des éléments. Il faut mettre les 15 fonctions qu'on utilise le plus dans des raccourcis. Utiliser les présentations au maximum pour faire des carnets de ferraillage par exemple et utiliser la commande publier. ça parait évident mais beaucoup le font pas. Utiliser des routines LISP pour automatiser des taches, il y en pas mal trouvable sur des forums. Exemple : il y en a une qui renomme tous les onglets de 1 à x. Pratique quand on fait un carnet de ferraillage de 50 pages.

Bonjour, Perso, je comprends pas bien la solution. Si la barre est tordue, il faut la redresser. Si c'est du HA, attention on ne peut pas le plier plusieurs fois.

Les 2 meilleurs en coffrage sont Revit et AllPlan, on modélise les éléments en 3D et on génère ainsi les vues en plan, coupes, etc. Je ne connais pas trop TEKLA. De plus ça permet de travailler de manière BIM. Pour les armatures, le mieux, c'est soit Allplan qui a des modules de ferraillages intégrés ou bien des modules dans Autocad, comme ADfer, Autodesk structural Detailing ou Autocad basique. 95% des gens en France dans les bureaux d'études utilisent ces outils.

Oui c'est un bug de Arche, si on coupe les aciers longitudinaux, Arche ne prend pas en compte les Aciers sur appuis qu'on rajoute.

Effectivement si on carotte pile poil au milieu de la poutre, ça devrait passer pour l'effort tranchant, en supposant que la charge soit uniformément répartie. Il faut quand même vérifier pour la flexion. Pour les plats carbone, j'ai pas de doc sous la main, mais les méthodes de calcul sont donnés dans les avis technique, voir les plats carbone de la marque SIKA. On peut mettre en place des plats pour reprendre la flexion mais aussi sur les flancs de la poutre pour reprendre le tranchant. 18 cm dans une poutre de 60 cm, c'est quand même fort. 60 cm c'est la retombée de la poutre ou la hauteur totale avec le plancher ? Si c'est la hauteur totale la poutre, c'est chaud quand même sans renforts

Alors pour pas faire de renforts, il faut que la gaine soit assez faible par rapport à la taille de la poutre. En pratique il faut viser plutôt le tiers de poutre et vraiment éviter les appuis car l'effort tranchant est maximum. Pour savoir ou percer, le plus simple c'est de faire un ferroscan pour déterminer ou sont les cadres et leurs espacements sans percer. Sinon ouais viser plutôt la fibre neutre, en dehors des bielles de compression et des cadres évidemment. Si la réservation est balèze par rapport à la poutre, du genre une gaine de Ø 20 cm pour une hauteur de poutre 60 cm, il faut mettre des renforts en fibres de carbone par exemple mais pour ça il faut connaitre les aciers à l’intérieur de la poutre en détail. Bon courage

ou bien un simple mur en maçonnerie de 20 cm d'épaisseur, c'est coupe-feu au moins 2h.

Il me faut un mail