Mémoire Final

‫الجمهىريت الجشائزيت الذيمقزاطيت الشعبيت‬
RÉPUBLIQUE ALGÉRIENNE DÉMOCRATIQUE ET POPULAIRE

‫وسارة التعليم العالي و البحث العلمي‬
MINISTÈRE DE L’ENSEIGNEMENT SUPERIEUR ET DE LA
RECHERCHESCIENTIFIQUE
-1 -‫جامعت البليذة‬
UNIVERSITE SAAD DAHLEB BLIDA
‫كليت التكنىلىجيا‬
Faculté de Technologie
‫دائزة الهنذست المذنيت‬
Département de Génie Civil
‫مذكزة نهايت التخزج‬
MÉMOIRE DE PROJET DE FIN D’ÉTUDES
POUR L’OBTENTION DU DIPLÔME DE MASTER EN GÉNIE CIVIL
OPTION:
Construction métallique et mixte
THÈME
Etude d’une salle de conférence de (700 places) d’une

forme ellipsoïdale avec analyse de la rigidité des
assemblages
Préparer par : Encadré par :
.HADJ MIHOUB SIDI MOUSSA Ibtissem Mr.BLHOUCHET Fouzi
.LAIDI Ahlem Mr.AZZAZ Abedsamed
Devant les membres de jury :
Président: …………………………..
Examinateur: ………………………
PROMOTION : 2019-2020
ABSTRACT
Town planning is considerded to be one of the first priorities and concernes of human
being,so that the structures of buildings are alwys the subject of many questions which mainly
focus on the choice of the type of structure and the form, and unfortunately these works and
structures are always damaged due to natural or man-made dis asters, such as earthquakes
hurricanes,volcanoes ,floods and explosions.
Therfore,the cicil engineer should design a building strong and resistant enough to withstand
various natural and man-made hazards in order to ensure the safety of people and to minimoza
damage resulting from damage to the structure.
We have to keep up with new construction techniques, and among the new technologies there
is earthquake and huricane resistant construction , so that is the best way to prevent
earthquake risks.It requires the prior observance of the normal rules for a good construction.It
is based on specific principles,taking into account the particular nature of seismic rulrs.
Regulations on seismic resistance ‘’RPA version 2003’’,’’BAEL91’’and’’DTR’’.In this
study,we are interested in modeling by ETABS 2018,which is a soflware for calculating and
optimizing structures.It uses the finite element analyzes,as well as linear or nolinear
analyzes.We can thus calculate the structures with an unilimted number of bars and with an
unlimated number of nodes.The only limitation anse from the parameters of the computer on
which the calculations are performed(RAM and disk space available).The data of the
analayzed structure 5force,reinforcement,ect..)would thus be estimated inducing a
signification reduction in the calculation time.
The present work is part of this approach and consists in studynig a study of a conference
room in the shape of an elliptical dome of 700 paces at the higher school of magistrates in
KOLEA city of TIPAZA in metal frame braced by palés of stability.And which is divided into
tow part.
The first parte reserved for the study of the structure ,which contains a presentation of the
book, climate study ,pre-dimensiooning ,dynamic and seismic studuy ,checking the elements
of the framework,study of the asssemblies finaly study of fondation.
The seconde part od our work is based on a study of the rigidity of the asssemblies of metal
frame construction,will be focused on the study of the behavior of moment-rotation(M-ϕ)and
mechanics of metal assemblies .The main objective will be to provide the knowledge
becessary to avoid assembly ruin.
In this last phase of our work we will give a general overview on evaluation of column base
stiffness and their classification criteia according EUROCODE 3 by IDEA STATICA 10
software .
Finally ,Tha work was completed a general conclusion.
RESUMES
Cette étude porte sur deux parties principales, qui sont les suivantes :
La première partie traite l’étude d’une construction métallique d’une salle de conférence de
forme elliptique, comprenant l’étude de la stabilité de la structure à colonnes et murs de
contreventement, car cette structure est située dans La wilaya de TIPAZA spécifiquement
dans la municipalité KOLEA, cette dernière est connu pour être dans une zone de forte
sismicité. Quant à la mesure au renforcement, toutes les mesures résistantes du bâtiment sont
conçues selon les normes applicables en Algérie : EC3, EC1, leRPA99 version2003 et le
BAEL91 modifié 99. L’analyse sismique de la structure a été réalisée par le logiciel de calcul
CSI ETABS VERSION2018.
Les deuxièmes parties nous montrent l’étendue de la rigidité des assemblages des éléments
selon le moment de force et l’angle de force; c’est une évaluation des performances à travers
l’étude de (LA RIGIDITE DES ASSEMBLAGE) par un programme automatique IDEA
STATICA.
‫ملخص‬
: ‫تتٌاول هذٍ الذراسة علً جشئييي أساسييي و هوا كالتالي‬
‫الجشء األول يتٌاول دراسة بٌااء هداذًي لعاعاة هااتوزاض بي اىية الواتت مو تت اوي دراساة ااض‬
ٌ‫هذا الهيتت بأعوذة و جذراى العص حيث يتىاجذ هذا الو ًٌ في والية تي اسة تحذيذا ب لذية العليداة الونا‬
‫في الوٌطعة الشلشالية الدالية مأها بخنىص العياص و التدشيش كات الدٌاراز الوعاوهاة للو ٌاً راووىا وفعاا‬
‫)مو قاذ‬EC3 ,EC1,3002 ‫ًساخة‬RPA 99 ‫ و‬BAEAL‫هداذل‬99 ‫للوداييز الودواىل بهاا فاي الجشائاز‬
CSI ETABS VERSION2018. ‫توت الذراسة الحزكية بىاسطة بزًاهج آلي‬
‫الجشء الثاًي ي يي لٌا هذي جوىد التجوداض للدٌارز الودذًية في ظت عشم العىة و ساوية عشم العاىة و هاى‬
‫) بىاساطة‬La rigidité des assemblages ‫تعيين لألداء الفيشيائي للدٌاراز الودذًياة هاي ارل دراساة‬
.IDEA STATICA ‫بزًاهج آلي‬
.
REMERCIEMENT
Tout d’abords, nous tenons à remercier ALLAH le clément et le miséricordieux de

nous avoir donné la force et le courage e mener à bien ce modeste travail.
Nous adressons nos profondes reconnaissances et nos chaleureux remerciements à

tous ceux qui nous ont aidés à élaborer ce mémoire et en particulier notre
encadreur
MR .BLHOUVHET FOUZI et aussi Co-promoteur Mr A.AZZAZ pour les
connaissances qu’ils n’ont cassé de nous prodiguer, de la confiance qu’ils nous
ont témoigné et pour nous avoir guidé et orienter tout au long de notre projet.
Nous souhaitons également remercier MM .CHERFA, et tout l’équipe de

BEREP, et
Mr .ZAMCHA ABOUBAKR de CRMETAL pour leur aide durant le travail de
notre mémoire.
Nos vifs remerciements vont également aux membres du jury pour l’intérêt qu’ils
ont porté à notre travail en acceptant d’examiner notre mémoire Et de l’enrichir
par leurs propositions.
Nos sincères remerciements sont réservés à l’ensemble des enseignants du

département de
Génie civil de l’USDB qui a contribué de près ou de loin à notre formation.
Que tous ceux ou celles qui nous ont apportés leur soutien et qui nous ont aidé de
loin ou de prés pour l’achèvement de ce projet trouvent ici l’expression de notre
vive et sincère reconnaissance, en particulier nos familles et nos amis.
Dédicace
C’est avec un très grand honneur que je dédie ce modeste travail aux personnes les plus chères
au monde mes chers parents qui m’ont guide durant les moments les plus pénibles de ce long
chemin
A Ma chère mère YAMINA qui a été à mes cotes et ma soutenu durant toute ma vie.
A Mon cher père NASREDDINE qui a sacrifié tout sa vie afin de ma voir de venir ce que je
suis.
A Mes chères sœurs : MERIEM, KARIMA, et MA BELL MADINA.
Mon frère unique : MOURADE
A Ma binôme HADJ.MIHOUB.SIDI MOUSA.IBTISSEM que je souhaite tout le

bonheur et la belle vie.
A Tous Mes amis que me connaissent.
A TOUTE la promo DE CONSTRUCTION Métallique 2020 ET MES Collègues en génie

civil.
AHLEM
Dédicace
I would like to decicate this project :

To gode the almighty and the merciful .
To my dear parents who guided me through the most painful moments of this long journey.
To my dear father Mr. Ahmed who has always encouraged me, to give strength throughout
my school career, who sacrificed his whole life in order to see me is becoming what I am
today.
To mu dear mother Mrs.Hafidha who gave me the hope of living and who supported me
during All my life.
To my sister Akila who has always encouraged me , and given me advice to do the right job
and stay on the right track.
To my brothers Sidali and Samir.

To my partner LAIDI Ahlem that I wish happiness and success in her life.
To the CSCEC engineer : GOUDILI Ibrahim

To my freinds MOFREDJ Khadija,SEMAN Lydia and all my other freinds.
To all my classmates of the 2019/2020 promotion of the master 2 civil engineering option
metal and mixed construction from the University of Blida.
IBTISSEM
SOMMAIRE
Introduction Générale
Parti 1
Chapitre 1 : Présentation de l’ouvrage
1.1 PRESENTATION DE L'OUVRAGE:........................................................................... 3
1.2 DIMENSIONS DE LA STRUCTURE: ............................................................................ 3
1.3 REGLEMENTS UTILISES : ........................................................................................... 4
1.4 CONCEPTION STRUCTURALE : ................................................................................. 4
1.4.1 OSSATURE DE LA STRUCTURE: ......................................................................................... 4
1.4.2 LA TOLE UTILISEE :........................................................................................................... 5
1.5 LES ASSEMBLAGES : ..................................................................................................... 5
1.5.1 LE BOULONNAGE : ............................................................................................................ 5
1.5.2 LE SOUDAGE :.................................................................................................................... 5
1.6 LES MATERIAUX UTILISES : ...................................................................................... 5
1.6.1 BETON ARME : ................................................................................................................... 5
1.6.2 ACIERS : ............................................................................................................................ 8
Chapitre 2 : Etude climatique
A- ACTION DU VENT : ....................................................................................................... 12
2.1 INTRODUCTION : ................................................................................................................ 12
2.2 COEFFICIENT DE CALCUL : ................................................................................................ 13
2.2.1 CARACTERISTIQUES GEOMETRIQUES DE LA TRIBUNE :...................................................... 13
2.2.2 DETERMINATION DE LA PRESSION DYNAMIQUE Q DYN :................................................... 14
2.2.3 DETERMINATION DE COEFFICIENT DE RUGOSITE : ........................................................ 14
2.2.4 DETERMINATION DES COEFFICIENTS D’EXPOSITION : ........................................................ 15
2.2.5 VALEUR DE LA PRESSION DYNAMIQUE : ........................................................................... 15
2.3 CALCULE DES PRESSIONS SUR LES PAROIS : ..................................................................... 15
2.3.1 VENTS SUR FAÇADE PRINCIPALE (DIRECTION V1) :........................................................... 15
A) COEFFICIENT DE PRESSION EXTERIEURE : ...................................................................... 15
B) COEFFICIENT DE PRESSION INTERIEURE : ....................................................................... 17
2.4 CALCULE DES PRESSIONS SUR TOITURE : ......................................................................... 19
2.5 CALCULE DES PRESSIONS SUR LES PAROIS : ..................................................................... 20
2.5.1 VENT SUR FAÇADE SECONDAIRE (DIRECTION V2) : .......................................................... 20
A) COEFFICIENT DE PRESSION EXTERIEURE : ...................................................................... 20
B) COEFFICIENT DE PRESSION INTERIEURE : ....................................................................... 21
2.6 CALCULE DES PRESSIONS SUR TOITURE : ......................................................................... 22
B-ACTION DE LA NEIGE:.................................................................................................. 23
2.1 NEIGE SUR TOITURE : ........................................................................................................ 23
C ETUDE DE LA VARIATION DE LA TEMPERATURE : .......................................... 24
Chapitre 3 : Pré-dimensionnement des éléments
3.1 INTRODUCTION :.......................................................................................................... 25
3.2 VALEURS LIMITES DES FLECHES : ........................................................................ 25
3.3 PRE DIMENSIONNEMENT DES ELEMENTS: ........................................................ 25
3.3.1 LES PANNE: ..................................................................................................................... 25
A) DETERMINATION DES SOLLICITATIONS : ............................................................................ 26
B) PRINCIPE DE DIMENSIONNEMENT : ....................................................................................... 26
C) VERIFICATIONS DES PANNES: ............................................................................................... 27
3.3.2 LES POUTRES:.................................................................................................................. 29
A) DETERMINATION DES SOLLICITATIONS :............................................................................... 29
B) PRINCIPE DE DIMENSIONNEMENT : ........................................................................................ 30
C) VERIFICATIONS DES POUTRES: .............................................................................................. 30
Chapitre 4 : Etude dynamique et sismique
4.1 INTRODUCTION :.......................................................................................................... 36
4.2 LA METHODE MODALE SPECTRALE : .................................................................. 36
4.3 CALCUL DE LA FORCE SISMIQUE TOTALE : ...................................................... 38
4.3.1 ESTIMATION DE LA PERIODE FONDAMENTALE : ............................................................ 39
4.4 RESULTATS DE L’ANALYSE SISMIQUE : ............................................................. 40
4.4 .1 MODELE INITIALE :........................................................................................................ 40
4.4.2 MODELE RENFORCE :..................................................................................................... 42
4.5 VERIFICATION DE LA RESULTANTE DES FORCES SISMIQUES : ................. 44
4.5.1 VERIFICATION DE L’EFFORT TRANCHANT A LA BASE :.................................................. 44
4.5.2 VERIFICATION DES DEPLACEMENTS : ............................................................................ 44
Chapitre 5 : Vérification des éléments résistance
5.1 INTRODUCTION :......................................................................................................... 47
5.2 VERIFICATION DES POTEAUX : ............................................................................. 48
5.2.1 VERIFICATION DES POTEAUX VIS-A-VIS LE FLAMBEMENT : ........................................ 48
5.2.2 VERIFICATION DES POTEAUX VIS-A-VIS LE DEVERSEMENT : ....................................... 50
5 .3 VERIFICATION LA POUTRE PRINCIPALE: ......................................................... 51
5.3.1VERIFICATION DE LA RESISTANCE : ................................................................................ 52
5.3 .2 VERIFICATION DE L’EFFORT TRANCHANT : .................................................................. 52
5.4 VERIFICATION LES PANNES: ................................................................................... 52
5.4.1 VERIFICATION DE RESISTANCE : .................................................................................... 53
5.4.2 VERIFICATION AU CISAILLEMENT :................................................................................ 53
5.4.3 VERIFICATION AU DEVERSEMENT : ................................................................................ 54
5.4.4 VERIFICATION DE LA FLECHE : ..................................................................................... 54
5.5 VERIFICATION DES CONTREVENTEMENTS : .................................................... 54
5.5.1 VERIFICATIONS A LA TRACTION SIMPLE :...................................................................... 55
Chapitre 6 : Etude des assemblages
6.1 INTRODUCTION :.......................................................................................................... 57
6.2 FONCTIONNEMENT DES ASSEMBLAGES : .......................................................... 57
6.3 CALCUL DES ASSEMBLAGES : ................................................................................ 57
6.3.1 ASSEMBLAGE DE POUTRE IPE550_ SOLIVE IPE160 :.................................................... 58
A) CHOIX DE DIAMETRE DU BOULON :........................................................................................ 58
B) LE CHOIX DES BOULONS : ...................................................................................................... 58
C) DISTANCE ENTRE AXE DES BOULONS : .................................................................................. 59
6.3.2 ASSEMBLAGE DES ELEMENTS DE CONTREVENTEMENT EN X : ...................................... 60
A) EFFORT SOLLICITANT : .......................................................................................................... 60
B) DISPOSITION CONSTRUCTIVE :............................................................................................... 61
6.3.3 ASSEMBLAGES POUTRE –POUTRE IPE 550 : .................................................................. 62
6.3.4 ASSEMBLAGES PIED DE POTEAU : ................................................................................... 65
Chapitre 7 : Etude de fondation
7.1. INTRODUCTION :......................................................................................................... 72
7.1.1. FONCTIONS ASSUREES PAR LES FONDATIONS : ............................................................. 72
7.1.2. DETERMINATION DES SOLLICITATIONS : ...................................................................... 72
7.2 CALCUL DES FONDATIONS : .................................................................................... 73
7.2.1 PRE DIMENSIONNEMENT DE LA SEMELLE DU POTEAU : ................................................. 73
7.2.2 VERIFICATION DE CONTRAINTE DE SOL : ....................................................................... 75
7.3 FERRAILLAGE DE LA SEMELLE : .......................................................................... 76
7.4 CALCUL DES LONGRINES : ....................................................................................... 80
7.4.1. PRE DIMENSIONNEMENT : ............................................................................................. 80
7.4.2. ARMATURES TRANSVERSALES : ..................................................................................... 80
Parti 2
Introduction Générale
Chapitre 1 : Classification des assemblages selon leurs rigidités
INTRODUCTION GENIRALE : ......................................................................................... 84
1.1INTRODUCTION :........................................................................................................... 86
1.2 DEFINITION ET ROLE DE L’ASSEMBLAGE : ....................................................... 86
1.3 TYPE D’ASSEMBLAGE : .............................................................................................. 87
1.4 TYPE D’ASSEMBLAGE POTEAU-POUTRE : .......................................................... 91
1.5 MODE D’ASSEMBLAGE : ............................................................................................ 92
1.5.1 LE RIVETAGE : ................................................................................................................ 93
1.5.2 LE BOULONNAGE : .......................................................................................................... 93
1.5.3 LE SOUDAGE :.................................................................................................................. 95
1.6 FONCTIONNEMENT DES ASSEMBLAGES : ........................................................... 95
1.6.1 FONCTIONNEMENT PAR OBSTACLE : .............................................................................. 95
1.6.2 FONCTIONNEMENT PAR ADHERENCE : ........................................................................... 95
1.6.3 FONCTIONNEMENT MIXTE : ............................................................................................ 95
1.7 CARACTERISATION DU COMPORTEMENT DES ASSEMBLAGES : .............. 96
1.8 CLASSIFICATION DES ASSEMBLAGES METALLIQUES :................................. 97
1.8.1 CLASSIFICATION PAR RIGIDITE : .................................................................................... 97
1.8.2 CLASSIFICATION PAR RESISTANCE :............................................................................... 99
1.8.3 CLASSIFICATION PAR DUCTILITE (CAPACITE EN ROTATION) : .................................... 101
1.9 MODELISATION DES ASSEMBLAGES POTEAU-POUTRE : ............................ 102
1.10 RENFORCEMENT L’ASSEMBLAGE : .................................................................. 103
A / LES RAIDISSEURS TRANSVERSAUX DE POTEAU : .............................................................. 103
B / LES RENFORCEMENTS PAR CONTRE-PLAQUE : ................................................................ 103
Chapitre 2 : Analyse de rigidité du pied poteau

2.1 INTRODUCTION :........................................................................................................ 107
2.2 DESCRIPTION DES ASSEMBLAGES : .................................................................... 107
2.2.1 DESCRIPTION DE LA FONDATION : ............................................................................... 108
2.2.2 PROPRIETES MECANIQUES DES MATERIAUX DES ESSAIS : ........................................... 108
2.3. RESULTATS D’ANALYSE NUMERIQUES : ......................................................... 109
CONCLUSION GENERALE ............................................................................................. 116
LISTE DES TABLEAUX :
Parti 1 :
Tableau 1.1: Propriétés mécaniques du béton .......................................................................... 6
Tableau 1.2: Valeurs nominales de fy et fu pour les profilés .................................................. 8
Tableau 1.3: Propriétés mécaniques de l’acier ........................................................................ 9
Tableau 2.1: Valeurs caractéristiques relatives à la répartition de la pression ...................... 16
Tableau 2. 2: Pression de vent sur la paroi verticale V1 ........................................................ 18
Tableau 2.3: Pression de vent sur la toiture .......................................................................... 20
Tableau 2.4: Valeurs caractéristiques relatives à la répartition de la pression ..................... 20
Tableau 2.5: Pression de vent sur la paroi verticale V2 ........................................................ 20
Tableau 2.6: Pression de vent sur la toiture .......................................................................... 21
Tableau 3.1: Les valeurs limites de flèches verticales. ......................................................... 25
Tableau 3.2: Caractéristiques du profilé ............................................................................... 27
Tableau 3.3 : Caractéristiques du profilé .............................................................................. 30
Tableau 4.1: Facteur de qualité ............................................................................................ 40
Tableau 4.2: Les éléments de la structure. ........................................................................... 41
Tableau 4.3: Les périodes et les facteurs de participation massique pour le modèle initial 41
Tableau 4.4: Les éléments de la structure ............................................................................ 42
Tableau 4.5: Les périodes et les facteurs de participation massique pour le modèle finale 43
Tableau 4.6 : Combinaisons de calcul .................................................................................. 43
Tableau 4.7: Vérification de l’effort tranchant à la base ..................................................... 44
Tableau 4.8: Déplacement relatif des niveaux ..................................................................... 45
Tableau 5.1: Vérifications du flambement poteaux (cas n°1)............................................... 49
Tableau 5.2: Vérifications du flambement poteaux (cas n°2)............................................... 50
Tableau 5.3: Vérifications du flambement poteaux. (cas n°3).............................................. 50
Tableau 5.4 : Vérifications du déversement poteaux (cas n°1) ............................................. 51
Tableau 5.5: Vérifications du déversement poteaux (cas n°2) ............................................. 51
Tableau 5.6: Vérifications du déversement poteaux (cas n°3) ............................................. 51
Tableau 6.1: Caractéristiques mécaniques des aciers pour boulons. .................................... 57
Tableau 6.2: Principales caractéristiques géométrique des boulons. .................................... 58
Tableau 7.1: Les sollicitations à la base des poteaux IPE550 ................................................ 72
Tableau 7.2: Vérification des contraintes dans le sol. ........................................................... 76
Tableau 7.3 : Tableau de choix des armatures ....................................................................... 79
Parti 2 :
Tableau 1.1: Caractéristiques mécaniques des aciers pour boulons ..................................... 94
Tableau 1.2 : Caractéristiques dimensionnelles des boulons HR .......................................... 94
Tableau 1.3: Modélisation des assemblages dans l’analyse des structures en acier ........... 103
Tableau 2.1: Caractéristique de poteau IPE 550 ................................................................. 108
Tableau 2.2: Caractéristiques mécaniques de fondation ..................................................... 108
Tableau 2.3: Caractéristiques mécaniques des boulons de l’assemblage ........................... 108
Tableau 2.4: Les résultats des forces (N,V,M) .................................................................. 108
Tableau 2.5: Résultat de rigidité suivant tous les combinaisons ....................................... 109
LISTE DES FIGURES :
Parti 1 :
Figure 1.1: Plan de masse......................................................................................................... 3
Figure 1.2: Plan de situation..................................................................................................... 3
Figure 1.3: Vue de la structure en 3D par ETABS2018 .......................................................... 4
Figure 1.4 : Vue intérieur de la salle officielle .......................................................................... 4
Figure 1.5: la tôle de « RIVERCLACK » ............................................................................... 5
Figure 1.6 : Diagramme contrainte-déformation à l’ELU........................................................ 7
Figure 1.7: Diagramme contrainte- déformation à l’ELS ....................................................... 7
Figure 1.8: Diagramme déformation acier ELU ..................................................................... 9
Figure 2.1 : Vent sur façade principale et secondaire ............................................................ 12
Figure 2.2: Vent sur façade latérale nord et sud .................................................................... 13
Figure 2.3: Répartition de la pression sur les cylindres à base circulaire, ............................ 16
Figure 2.4: Valeurs indicatives du facteur d’effet d’extrémités ψλ ...................................... 17
Figure 2.5: Coefficients de pression intérieure applicables Pour des ouvertures
uniformément répartie .............................................................................................................. 17
Figure 2.6: La distribution de Cp .......................................................................................... 18
Figure 2.7: Valeurs recommandées des coefficients de pression extérieure cpe10 pour les
dômes à base circulaire ............................................................................................................ 19
Figure 2.8 : Figure qui explique l’interpolation de de pression extérieure cpe10 pour les
dôme à base circulaire………………………………………………………………………...20
Figure 2.9: Charge du vent, x-direction (Wx) ....................................................................... 21

Figure 2.10: Charge du vent global, y-direction (Wy) .......................................................... 21
Figure 2.11: Représentation du versant de la toiture .............................................................. 22
Figure 2.12: Surcharge de la neige sur la toiture ................................................................... 23
Figure 3.1: Schéma statique du calcul des liernes. ............................................................... 26
Figure 3.2: Schéma statique de la Panne la plus sollicité .................................................... 26
Figure 3.3: Schéma statique de la poutre. ............................................................................. 31
Figure 3.4: Vu 3D de la poutre plus sollicité ........................................................................ 31
Figure 3.5: Diagramme de moment fléchissent sur la poutre coupole .................................. 32
Figure 3.6: Diagramme de l’effort tranchant sur la poutre coupole ...................................... 33
Figure 4.1: Schématisation du spectre de réponse suivant X et Y ........................................ 38
Figure 4.2: Modélisation du la structure en vue 3D. ........................................................... 41
Figure 4.3: Déplacement de structure suivant les trois modes .............................................. 42
Figure 4.4: Structure avec palées triangulées en X ............................................................... 42
Figure 5.1: Phénomène du déversement. ............................................................................... 47
Figure 5.2: Phénomène du flambement ................................................................................. 47
Figure 5.3: Facteurs de distribution de rigidité ...................................................................... 49
Figure 5.4: Palées de stabilité en X ........................................................................................ 54
Figure 6.1: Assemblage solive-poutre.................................................................................... 59
Figure 6.2: Assemblage des contreventements en X.............................................................. 60
Figure 6.3: Assemblage poutre- poutre .................................................................................. 62
Figure 6.4: Schéma de l’assemblage poutre- poutre .............................................................. 64
Figure 6.5: Schéma de l’assemblage pied poteau .................................................................. 66
Figure 7.1: Schéma de ferraillage de la semelle .................................................................... 80
Figure 7.2: Ferraillage des longrines ..................................................................................... 81
Parti 2 :
Figure 1.1: Configurations d'assemblages dans le plan ........................................................ 86
Figure 1.2: Différence entre attache et assemblage............................................................... 88
Figure 1.3: Différents types d’assemblages dans une structure métallique .......................... 88
Figure 1.4: Assemblage Poteau- Poutre ................................................................................ 88
Figure 1.5: Assemblage poteau poutre par platine d’extrémité boulonnée ........................... 89
Figure 1.6: Assemblage Poutre – Poutre ............................................................................... 89
Figure 1.7: Assemblage poutre-poteau par cornières d'âme et/ou des semelles ................... 90
Figure 1.8: Assemblage de continuité de poutre ................................................................... 90
Figure 1.9: Assemblage de continuité de poteau .................................................................. 91
Figure 1.10: Assemblage pied de poteau ............................................................................... 91
Figure 1.11: Types usuels d’assemblages de type poutre-poteau. ......................................... 92
Figure 1.12: Rivet et rivet à anneau ....................................................................................... 93
Figure 1.13: Boulon de charpente et boulon a haut résistance ............................................... 95
Figure 1.14: Comportement et modélisation des assemblages (Maquoi & Chabrolin, 1998)96
Figure 1.15: Courbe moment-rotation d’un assemblage métallique ...................................... 97
Figure 1.16: Diagramme de classification par rigidité des assemblages ................................ 98
Figure 1.17: Fonctionnement d’un travers avec de liaison semi-rigide ................................. 99
Figure 1.18: Diagrammes de moment fléchissant avec des divers modes de liaison............. 99
Figure 1.19: Limites de la classification des assemblages par résistance ............................ 100
Figure 1.20: Assemblages à pleine résistance ...................................................................... 101
Figure 1.21: Classification des assemblages par la capacité de rotation .............................. 102
Figure 1.22: Modélisation de l’assemblage.......................................................................... 103
Figure 1.23: Sollicitations agissant sur le panneau d’âme au niveau des attaches............... 103
Figure 1.24: Sollicitations agissant dans l’assemblage ........................................................ 104
Figure 1.25: Moyens de renforcement des assemblages selon l'EC3 ................................... 104
Figure 2.1: Assemblage de pied de poteaux ....................................................................... 107
Figure 2.2: Diagramme de rigidité Mx – ϕz G+Q+Ex ...................................................... 111
Figure 2.3: Diagramme de rigidité My – ϕz G+Q+Ex…………………………………... ….112
Figure 2.4: Diagramme de rigidité Mz – ϕz G+Q+Ex………………………………………….112
Notations et symboles
Es : Module d’élasticité longitudinale de l’acier.
Eb : Module d’élasticité longitudinale de béton.
E ij : Module d’élasticité instantané.
E vj : Module d’élasticité diffère.
f tj : Résistance à la traction.
f cj : Résistance à la compression.
G : Module de cisaillement.
ν : Coefficient de poisson.
ρ : Poids volumique.
α : Coefficient de dilatation.
ζ bc : La contrainte limite de service.
fy : Limite d’élasticité d’un acier.
fe : La contrainte limite élastique.
εs : Déformation (allongement) relative de l'acier.
η : Coefficient de fissuration.
n : Le coefficient d'équivalence.
qréf : La pression de référence.
z0 : Longueur de rugosité.
zmax: Hauteur maximale.
zmin : Hauteur minimale.
z : Hauteur de la structural.
We : La pression de la vitesse du vent.
Wx : La pression de vent sur les solives.
KT : Le facteur de terrain.
Cd : Coefficient dynamique.
Ct : Coefficient de topographie.
qdyn : La pression dynamique.
: Coefficient de rugosité.
ψλ : Facteur d’effet d’extrémités.
𝜆 : L'élancement.
A : La somme des aires projetée des éléments des structures.
Ac : L’aire de la surface circonscrite à la structure.
: Pression intérieure.
: Coefficient de pression extérieure.

μ : Coefficient de forme de la charge de neige.
S : Action de la neige.
G : Charge permanente.
Q : Charge d’exploitation.
E.L.U : Etat Limite Ultime
E.L.S : Etat Limite de Service.
: Moment sollicitant.
: Moment résistant plastique.
: Moment résistant élastique.
: Effort tranchant sollicitant.
: Effort tranchant plastique.
: Effort tranchant élastique.
: Moment d’inertie selon l’axe y.
: Moment d’inertie selon l’axe z.

: Moment de résistance élastique.
: Moment de résistance plastique.
: Epaisseur de l’âme.
: Epaisseur de la semelle.
h : Hauteur du profilé.
b : Largeur du profilé.
A : Section du profilé.
: Aire de cisaillement.
L : Longueur en générale.
: Longueur de flambement.
N : Effort normal.
F(ou δ): La Flèche.
: Moment critique élastique de déversement.
γ : Coefficient partiel de sécurité.
χ : Coefficient de réduction du flambement.
γM0 : Coefficient de sécurité partiel.
I : Moment d’inertie de la section totale rendue homogène.
W : Poids total de la structure.
D : Facteur d’amplification dynamique.
A : Coefficient d’accélération de zone
R : Coefficient de comportement global de la structure.
T1, T2 : Période caractéristique associée au site.
Q : Facteur de qualité.
δeк : Déplacement dû aux forces sismiques.
: Résistance de calcul à la pression diamétrale par boulon.
: Effort de cisaillement de calcul par boulon.
fyb : Limite d’élasticité du boulon.
fub : Limite de la résistance ultime à la traction de boulon.
K : Coefficient d’encastrement ou de rigidité poteau/poutre
: Coefficient de flambement
: Coefficient de déversement
: Coefficient de dimension des trous perçage pour boulons
et : Coefficients de flambement flexion
kη : Coefficient de voilement par cisaillement
: Facteur de moment uniforme équivalent (flambement)
: Facteur de corrélation (soudures)
 lk 
λ (lambda): Elancement  
 i 
: Élancement eulérien
 
 Elancement réduit  
k 
:

 LT : Élancement de déversement
: Valeur de calcul de la résistance plastique de la section transversale brute.
: Valeur de calcul d’un élément comprimé au flambement.
: Effort normal sollicitant.
: Effort normal de traction.
: Effort normal de compression ;
: Effort normal plastique ;
: Valeur de calcul de la résistance de la section transversale à la compression ;
F : effort extérieur encaissé par les boulons.
N : Nombre total de boulons
a : Épaisseur utile des cordons de soudure.
t : Épaisseur de la plaque.
D : Diamètre de rondelle de boulon.
Sj.ini : La rigidité initiale
: Moment résistant de calcul
ɸc : Capacité de rotation de calcul
Sj : Rigidité en rotation
Mj.Rd : Moment résistant de l'assemblage.
Mb.pl Rd : Moment plastique de calcul de la poutre en flexion négative.
Mc pl Rd : Moment plastique résistant de calcul du poteau

fy,bp : Limite d’élasticité des contre-plaques.
tbp : Epaisseur des contre-plaques.
: Résistance à la traction d’un boulon.
: Résistance en traction de tous les boulons dans le tronçon en té.
Vwp,Ed: l’effort tranchant résultant

INTRODUCTION
L’urbanisme est considéré comme l’une des premières priorités et préoccupations de l’être humain, de
sorte que les structures des bâtiments font toujours l’objet de nombreuses questions qui se concentrent
principalement sur le choix du type de structure et la forme, et malheureusement ces ouvrages et
structures sont toujours endommagés en raison de catastrophes naturelles ou artificielles, telles que
tremblements de terre, ouragans, volcans, inondation et explosions ……etc.
Par conséquent, l’ingénieur civil doit concevoir un bâtiment suffisamment solide et résistant pour
résister à divers risques naturels et artificiels afin d’assurer la sécurité des personnes et de minimiser
les dommages résultant des dommages à la structure.
Nous devons suivre les nouvelles techniques de construction, Et Parmi les nouvelles technologies, il y
a la construction résistante aux tremblements de terre et aux ouragans, de sorte que c'est la meilleure
façon de prévenir les risques de tremblement de terre. Elle nécessite le respect préalable des règles
normales pour une bonne construction. Il est basé sur des principes spécifiques, compte tenu de la
nature particulière des charges sismiques. Ces principes et méthodes d'application sont généralement
regroupés en règles sismiques. Règlement sur la résistance sismique "RPA99 version
2003","BAEL91"et "DTR".
Dans cette étude, nous nous intéressons à la modélisation par ETABS 2018, qui est un logiciel de
calcul et d'optimisation des structures. Il utilise la méthode d’analyse par éléments finis pour étudier
les structures planes et spatiales, et permet d’effectuer des analyses statiques et dynamiques, ainsi que
des analyses linéaires ou non linéaires. Nous pouvons ainsi calculer les structures à un nombre de
barres et à un nombre de nœuds illimités. Les seules limitations découlent des paramètres de
l’ordinateur sur lesquels les calculs sont effectués (mémoire vive et espace disque disponibles). Les
données de la structure analysée (effort, ferraillage, etc.…) seraient ainsi estimées induisant une
réduction significative dans le temps de calcul.
Le présent travail s’inscrit dans cette démarche, et consiste à étudier une étude d'une salle de
conférence de forme coupole elliptique de 700 places à l'école supérieure de magistrature à KOLEA
Wilaya de TIPAZA en charpente métallique contreventé par des palés de stabilités. Et qui est divisé
en deux parties :
La première partie réservée à l’étude de la structure, qui contient :
Le chapitre : Présentation de l’ouvrage.
Le chapitre : Etude climatique.
Le chapitre : Pré-dimensionnement.
Le chapitre : Etude dynamique et sismique.
Le chapitre : Vérification des éléments de l’ossature.
Le chapitre : Etude des assemblages.
Le chapitre : Etude de fondation.
La deuxième partie de notre travail est basé sur une étude à la rigidité des assemblages des
constructions en charpentes métalliques, sera focalisée sur l’étude du comportement du moment –
rotation (M – ϕ) et mécanique des assemblages métallique. L’objectif principal sera de fournir les
connaissances nécessaires pour éviter la ruine d’assemblage.
Dans cette dernière phase de notre travail nous donnerons un aperçu général sur évaluation de la
rigidité de pied de poteau et leur critère de classification selon l’Eurocode 3 par logiciel IDEA
STATICA 10.
Enfin, Le travail a été achevé par une conclusion générale.

Chapitre1 Présentation de l’ouvrage
1.1 PRESENTATION DE L'OUVRAGE:
Notre projet de fin d’étude porte sur l’étude d’une salle de conférence à l’école supérieure de
magistrature situé à KOLEA Wilaya de TIPAZA. Ce site est classé dans la Zone III (zone de
Forte sismicité) selon les règlements parasismique Algérien « RPA 99 version 2003[1] ».
L’objet de notre projet est l'étude de :
 la forme ovale de la salle qui supporte 700 places, et dimensionner les poutres en IPE
 les deux sous-sols qui sont en béton armés.
Figure 1.1: Plan de masse
1.2 Dimensions de la structure:
 La structure a une forme ovale, en plan de dimension : 50 m × 31 m

 Hauteur maximal de la structure se trouve au niveau de la toiture : 12 mètre
 Hauteur de sous-sol :4.32 m
 Hauteur de sous-sol : 3.78 m
 Différents plans :
Figure1. 2: Plan de situation
3
Figure 1.3: Vue de la structure en 3D par ETABS2018
Figure 1.4 : Vue intérieur de la salle officielle
1.3 Règlements utilisés :
Pour cette étude, les règlements techniques utilisés sont les suivants:
 L'étude climatique se fait suivant le règlement Algérien neige et vent (RNVA2013).
 L'étude et le calcul des éléments de l’ouvrage se font conformément aux CCM97,
L'Eurocode3, CBA93 [2] & BAEL 91 modifié 99, L’Eurocode01.
 L'étude sismique se fait suivant règlement parasismique algérienne RPA 99 version 2003[1]
1.4 Conception structurale :
1.4.1 Ossature de la structure:
Notre structure est composée de portiques métalliques, avec des contreventements triangulaires qui
assurent la stabilité de la structure vis-à-vis les efforts horizontaux (vent et efforts séismiques) et les
efforts verticaux (poids propre et neige). Pour des raisons conceptuelles, nous allons adopter des
poteaux en IPE, et des poutres en IPE.
4
1.4.2 La tôle utilisée :
Concernant la tôle, on va choisir un nouveau qui s’appeler RIVERCLACK. Sa composition est

illustrée sur la figure.
Figure 1.5: La tôle de « RIVERCLACK »
1.5 Les assemblages :
Les principaux modes d’assemblages sont :

1.5.1 Le boulonnage :
Le boulonnage et le moyen d’assemblage le plus utilisé en construction métallique du fait de sa facilité

de mise en œuvre et des possibilités de réglage qu’il ménage sur site, pour ce cas on a utilisé les
boulons de haute résistance (HR8.8) pour les assemblages rigides des portiques auto stable.
Les boulons HR comprennent une tige filetée, une tête hexagonale et un écrou en acier à très haute
résistance.
1.5.2 Le soudage :
Le soudage est une opération qui consiste à joindre deux parties d’un même matériau avec un cordon
de soudure constitué d’un métal d’apport, ce dernier sert à de liant entre les deux pièces à assembler.
1.6 Les matériaux utilisés :
1.6.1 Béton armé :
Le béton a été depuis longtemps le matériau le plus utilisé dans la construction. Il demeurera sans
aucun doute le matériau le plus employé, au cours du temps, dans la construction de divers ouvrages.
Cependant l’utilisation d’un tel matériau est loin de se limiter à une simple application ; sa mise en
œuvre doit obéir à des règles strictes au-delà desquelles de sérieux problèmes peuvent apparaitre.
La composition des bétons a pour but de déterminer les proportions des divers constituants (ciment,
sable, gravier et eau ) conduisant à des bétons dont l’ouvrabilité est compatible avec les moyens de
mise en œuvre et qui possédera, après durcissement, les meilleures caractéristiques (étanchéité,
résistance, faible retrait …).
5
 Caractéristiques mécanique du béton armé :

a) Composition du béton :
On appelle béton le matériau constitué par le mélange, dans les proportions convenables de ciment, de
granulats (sables et pierraille) et d’eau et éventuellement des produits d'addition (adjuvants). C’est le
matériau de construction le plus utilisé au monde, que ce soit en bâtiment ou en travaux publics.
b) Propriétés mécaniques du béton :
Les propriétés mécaniques du béton sont données par le tableau suivant :

Tableau 1.1: Propriétés mécaniques du béton
Résistance Résistance en Module d’élasticité Coefficient

à la compression traction De poisson
j 28 jours  Instantané différé

fcj=0,685 fc28log (j+1) f tj  0,6  0,06 f cj (MPa )
L
Eij  11000 f cj  Evj  3700 f cj  
13 13
j=28joursfcj= fc28
L
j28joursfcj=1.1fc28 ft28=2,1MPa Eij  10721,40MPa
Eij  32164,20MPa ν =0,2
fc28=25MPa
c) Les contraintes limites de calcul :
 Contraintes limites à l'état limite ultime (ELU) :
L'état limite ultime est défini généralement par la limite de résistance mécanique au-delà de laquelle il
0,85 f c 28
y a ruine de l’ouvrage. f bu 
b
Avec
γb : Coefficient de sécurité, tel que :
γb =1,5 cas des situations durables ou transitoires……………….fbu = 14,17 MPa
γb =1,15 cas des situations accidentelles………………………......fbu = 18,48 MPa
Figure1.6 : Diagramme contrainte-déformation à l’ELU
6
 Contraintes limites à l'état limite de service (ELS) :
L'état limite de service est un état de chargement au-delà duquel la construction ne peut plus assurer le
confort et la durabilité pour lesquels elle a été conçue ; on distingue :
 L'état limite de service vis-à-vis de la compression de béton.
 L'état limite de service d'ouverture des fissures.
 L'état limite de service de déformation.
La contrainte limite de service est donnée par :  bc  0,6 f c 28
Dans notre cas :  bc  15MPa
Figure 1.7: Diagramme contrainte- déformation à l’ELS
d) Module de déformation longitudinale du béton :
Ce module est connu sous le nom de module de Young ou de module d’élasticité longitudinal il est
défini sous l’action des contraintes normale à courte et à longue durée.
 Module de déformation instantané :
Pour un chargement d’une durée d’application inférieure à 24 heures, le module de
Déformation instantané Eij du béton âgé de « j » jours est égale à :
Eij = 11 000 (MPa)
Pour : fc28 = 25 MPa on trouve : Ei28 = 32164,20MPa.
 Module de déformation différé :

Il est réservé spécialement pour des charges de durée d’application supérieure à 24 heures, ce module
est défini par :
Evj = 3700. (MPa)
Pour : fc28 = 25 MPa on trouve : Ev28 = 10818.87 MPa.
 Coefficient de poisson :
Il représente la variation relative de dimension transversale d’une pièce soumise à une variation
7
Relative de dimension longitudinale.
v=
ν = 0 pour le calcul des sollicitations et dans le cas des états – limites ultimes (béton
Fissuré).
ν = 0,2 pour le calcul des déformations et pour les justifications aux états-limites de
Service (béton non fissuré).
1.6.2 Aciers :
L’acier est un alliage fer-carbone en faible pourcentage, son rôle est d’absorbé les efforts de traction,
de cisaillement et de torsion, on distingue deux types d’aciers :
 Aciers doux ou mi-durs pour 0.15 à 0.25 ٪ de carbone.

 Aciers durs pour 0.25 à 0.40 ٪ de carbone.
 Le module d’élasticité longitudinal de l’acier est pris égale à : E s =210 000 MPa.
 Module de cisaillement G: = 80769 MPa.
 Le coefficient de poisson : ʋ = 0,3.
 Coefficient de dilatation : α = 12 x 10-6 par c°.
 Masse volumique ρ = 7850 kg/ .
Limite élastique fy (MPa) en fonction de l’épaisseur nominale :
Tableau 1.2: Valeurs nominales de fy et fu pour les profilés
Nuance Epaisseur t [mm]
Nominale t ≤ 40 40 < t ≤ 100
de l’acier fy [MPa] fu [MPa] fy [MPa] fu [MPa
Fe 360 235 360 215 340
Fe 430 275 430 255 410
Fe 510 355 510 355 490
Tableau 1.3: Propriétés mécaniques de l’acier
Type d’acier Limites élastiques en MPa Module d’élasticité
FeE =22 (fe=215 MPa) ;

Ronds lisses
FeE =24 (fe=235 MPa)
Es = 2,1.105MPa
Barres a hautes adhérences fe =400 MPa
Treillis soudés (TS) fe= 520MPa
8
a) les contraintes limite de calcul :
 Contraintes limites à l'état limite ultime (ELU) :

On adopte le diagramme contrainte- déformation suivant:
Figure 1.8: Diagramme déformation acier ELU
fe : Contrainte limite élastique.

L
εs : Déformation (allongement) relative de l'acier   s 
L
fe
 es 
Es s
fe
σs: Contrainte de l'acier. :  s 
s
1,15 Cas des situations durables ou transitoir es
s  
1,00 Cas des situations accidentel les
 Contraintes limites à l'état limite de service (ELS) :

C’est l'état où on fait des vérifications des contraintes par rapport aux cas appropriées :
Fissuration peu nuisible : pas de vérification.

2 
Fissuration préjudiciable:  s   f e ;150  ( MPa )
3 
η: Coefficient de fissuration
η =1,00 pour les aciers ronds lisse.
η =1,60 pour les aciers à haute adhérence.
 Le coefficient d'équivalence :
Es
Le coefficient d'équivalence noté « n » est le rapport de : n   15
Eb
Avec :
9
Es : Module de déformation de l'acier.
Eb : Module de déformation du béton.
Dans le cadre de ce projet de fin d’étude, nous allons uniquement calculer les
éléments résistants de la partie charpente de la salle de conférence.
10
Chapitre 2 Etude climatique
A- ACTION DU VENT :
2.1 Introduction :
Souvent l’effet du vent sur les structures métallique est plus prépondérant, il faut une étude
Approfondie et bien détaillée pour la détermination des différentes actions dues au vent et ceci dans
toutes les directions.
Le règlement (DTR ; RNV2013 ; L’Eurocod1) sert pour la détermination les différentes actions du
vent sur l’ensemble de la structure.
Les pressions exercées par le vent sur les surfaces sont déterminées par de nombreux facteurs:
 De la région.
 Du terrain d’implantation (site).
 De la hauteur de la structure.
 De la forme géométrique de la construction.
 De la rigidité é de la construction.
Selon le règlement « neige et vent (RNV99) », le calcul doit être effectué séparément pour chaque une
des directions perpendiculaires aux différentes parois de l’ouvrage.
Selon le sens du vent et l’état des ouvertures, 2 cas sont envisagés et à prendre en compte:
 Vent sur la façade principale.

 Vent sur façade secondaire.
V2
Figure 2.1 : Vent sur façade principale et secondaire
12
V3 V4
Figure 2.2: Vent sur façade latérale nord et sud
2.2 Coefficient de calcul :
2.2.1 Caractéristiques géométriques de la tribune :
Sens V1 du vent: h=12 m : b=50m

Sens V2 du vent: h=12 m ; b=31m
a) Effet de la région :
Notre structure est utilisée dans la zone I (wilaya de TIPAZA commune de KOLEA), dont la
pression de référence est donnée par le tableau 2- du RNV 2013 (chapitre II) : qréf=375N/m2.
b) Effet de site :
La structure sera implantée sur un terrain de catégorie III d’où :
Le facteur de terrain = 0,215
Le paramètre de rugosité =0,3 (tableau 2-4 chapitre II RNV2013)
La hauteur minimal =5
C) Coefficient de topographie :
Le coefficient de topographie (z) prend en compte l’accroissement de la vitesse du vent lorsque

celui-ci souffle sur des obstacles tels que les collines, les dénivellements isolées.[1]
D’où le site est plat, le coefficient de topographie =1 0,05(article 2.4.5.2chapitre II

RNV2013).
13
d) Détermination du coefficient dynamique Cd :
La valeur de coefficient dynamique pour la structure métallique est donnée par le paragraphe
suivant :
 Valeur simplifiée :
Une valeur conservative de =1 peut être considérée dans les cas suivant :
- Bâtiments, dont la hauteur est inférieure à 15m.

- Eléments de façade et de toiture dont la fréquence propre est inférieure à 5 .
- Bâtiment à ossature comportant des murs, dont la hauteur est à la fois inférieure à 100m et à 4 fois
la dimension du bâtiment mesurée dans la direction perpendiculaire à la direction du vent.
- Cheminée à section transversale circulaire dont la hauteur est inférieure à 60m et à 6.5 fois le
diamètre. .[1]
Puisque notre structure à une hauteur de 12m, celui-ci est inférieure à 4 fois la largeur ou la longueur
du bâtiment donc .on prend =1(§3.2 chapitre III RNV2013).
2.2.2 Détermination de la pression dynamique q dyn :
Pour la vérification à la stabilité d’ensemble, et pour le dimensionnement des éléments de structure .la
pression dynamique doit être calculée en subdivisant le mettre couple en éléments de surface j
horizontaux.
Les constructions dont la hauteur totale est inférieure ou égale à 10m doivent être considérées comme
un tout (un seul élément j) .[1] (Chapitre II§3-1-1 RNV99).
Notre structure à une hauteur h=9m qui est inférieur à 10m.donc elle doit être considérée comme un
seul élément j=1.
La pression de vent est calculée au centre de chaque surface verticale, et à la hauteur totale du
bâtiment pour la toiture.
2.2.3 Détermination de coefficient de rugosité :
Le coefficient de rugosité est donné en fonction de la hauteur et de site comme suit :
(z)= Ln ( ) pour z 200m (§2.4.4 chapitre II RNV2013)

(z)= Ln ( ) pour z
: Coefficient de terrain ( =0,215).
Z : hauteur considérée.
(m) : paramètre de rugosité ( =0,3).
Dans notre cas la hauteur de la paroi verticale est supérieure à
( ) = 0,79
( )=0,73
14
2.2.4 Détermination des coefficients d’exposition :
Le coefficient d’exposition au vent (Z) est donné par la formule suivant :
(z) = (z) (z) [1+7 (z)] ( §2.4.2 chapitre II RNV 2013)
: Coefficient de topographie ( =1).

: Coefficient de terrain ( =0,215).
(z) : coefficient de rugosité.
Z : hauteur considérée.
D’où
= 2,109.
=2,02.
2.2.5 Valeur de la pression dynamique :
La pression dynamique (zj) est donnée par la formule 2.1 du chapitre 2 du RNV 2013 comme
suit :
(zj)= (zj) (N/m²)
: Pression dynamique de référence.
: Coefficient d’exposition de vent.
=375 N/m². (Tableau 2.2 chapitre II RNV2013)
= 375.2, 109 = 790,87 N/m².
= 375. 2,025 = 759,37 N/m².
2.3 Calcule des pressions sur les parois :
2.3.1 Vents sur façade principale (direction V1) :
a) Coefficient de pression extérieure :

 Paroi verticale :
Dans notre cas :
La hauteur de la paroi verticale est de 3m
 X- direction :
Les charges du vent transmises par les façades ventilé ou le mur en panneaux composite sous forme de
charges circulaire à cylindrique en respectant l’article (EN 1991-1-4:2005, section 7.9), la pression du
vent sont déterminer selon l’angle de rotation (α), coefficient de pression (Cp) et le vent exercé sur les
pannes (Wx) sont illustrés ci-dessous.
Les charges du vent appliqué sur la ferme en anneau sont modélisées sous forme d’une charge
linéairement réparti sur la membrure supérieure et inférieure de cette dernière. .[2]
Re=
b : le diamètre
ʋ : la viscosité cinématique de l’air (ʋ = 15. M²/s)
V(Zen) : la vitesse de référence du vent (m/s)
15
Dans notre cas :

B=50m ; V (ze)=25m/s ; h= 12m.
D’où : Re=8,33.
D’où à partir de figure 5.11 R.N.V 2013 chapitre 5 , figure 7.27 et tableau 7.12 de L’EC1-4 vent on
obtenue le tableau suivant.
Tableau 2.1:Valeurs caractéristiques relatives à la répartition de la pression
Sur les cylindres à base circulaire pour différents nombres de Reynolds
Et sans effet d’extrémités
Re b
75 105 130
Figure2. 3: Répartition de la pression sur les cylindres à base circulaire,
Pour différents nombres de Reynolds et sans effet d’extrémités.
 Calcul :
= .
Déterminer l’élancement effectif 𝜆 selon tableau 7.16 de l’Eurocode 01 :
On a: L=12
Donc 𝜆=70
B=50
Déterminer le taux de remplissage suivant l’Eurocode :
A : la somme des aires projetée des éléments des structures.

Ac : l’aire de la surface circonscrite à la structure Ac = ℓ .b
A : 500m².
Ac= 12 50 = 600m².
= = 0.83
= 0.83
16
Avec projection de graphe en trouve :
Figure 2.4: Valeurs indicatives du facteur d’effet d’extrémités ψλ
En fonction du taux de remplissage u et de l'élancement 𝜆
= 0,96
Alors :
De 0° à 100° = 1.
De 105° à 180° = 0,96.
b) Coefficient de pression intérieure :
Le coefficient de pression intérieure Cpi bâtiments sans cloisons intérieure (hall

Industriel par exemple) est donné par la figure 5.15 du RNVA 99 en fonction de l’indice
De perméabilité μp.
Avec :
μp = = = 0.28 0.3
Figure 2.5: Coefficients de pression intérieure applicables Pour des ouvertures uniformément
répartie
17
Avec interpolation linéaire en trouve

= 0.35
On prendre la valeur de à partir de tableau 5.6 chapitre 5 R.N.V 2013 la troisième colonne .
La valeur de est donnée comme suit :
= .
De 0° à 100° = 1.
= 0,8 1 = 0,8
De 105° à 180° = 0,96.
= -0,8 0,96 = -0,768
 Calcule le W de la paroi verticale sens X :
W= qd - ] = 0,790 0,8-0,35 ] = 0,355 KN/m
W= qd - ] = 0,790 -0,768-0,35 ] = - 0,884 KN/m
Finalement en résumer les résultats avec un tableau suivant :

Tableau 2.2: Pression de vent sur la paroi verticale V1
ZONE Cp0 W (KN/m²)

ZONE A 0 1 0,514
ZONE B 10 0,8 0,355
ZONE C 20 0,5 0,118
ZONE D 30 0,1 -0,197
ZONE E 40 -0,4 -0,593
ZONE F 50 -0,8 -0,909
ZONE G 60 -1,2 -1 ,225
ZONE H 70 -1,45 -1,423
ZONE I 75 -1,5 -1,463
ZONE J 80 -1,5 -1,463
ZONE K 85 -1,45 -1,423
ZONE L 90 -1,35 -1,344
ZONE M 100 -1 -1,067
ZONE N 105 -0,768 -0,884
ZONE O 110 -0,768 -0,884
ZONE P 120 -0,768 -0,884
ZONE Q 150 -0,768 -0,884
ZONE R 160 -0,768 -0,884
18
-1.2 -1.45 -1.5

-1.45
-0.8
-0.4 -1.35
+0.1
-1
+0.5
+0.8
+1
-0.76
+0.8
+0.5 -1
+0.1 -1.35
-0.4 -0.8 -1.2 -1.45
-1.45
Figure 2. 6: La distribution de Cp
2.4 Calcule des pressions sur toiture :
La pression du vent de la toiture a été calculée selon l’article (EN1991-1-4 :2005, section 7.2.8), le
coefficient de pression ( ), pression de la vitesse du vent (We) et la pression de vent sur les
pannes (Wx) sont illustre comme suit : .[2]
on a :
h = 12m ; d = 50 m ; f = 9 m ;
⁄ = 0,24 ; ⁄ = 0,18
Figure 2.7:Valeurs recommandées des coefficients de pression extérieure cpe10 pour les dômes à base
circulaire
19
Avec in terpolation linéaire en trouve les resultat de suivant :
Figure 2.8 : figure qui explique l’interpolation de de pression extérieure cpe10 pour les dômes à base
circulaire
 Determiner We (KPa) de la toiture en sens X :
We = qd
We = -0,05 0,759 = -0 , 037KPa
 Determiner Wx (KN/m) de la toiture en sens X :
Wx = qd - ] = 0,759 -0,05 –0,35 ] = -0,303 KN/m²
Tableau 2.3: Pression de vent sur la toiture
Zone We (KPa) Wx (KN/m²)

A -0.05 -0.037 -0.303
B -0.89 -0.676 -0.942
C -0.61 -0.463 -0.729
2.5 Calcule des pressions sur les parois :
2.5.1 Vent sur façade secondaire (direction V2) :
a) Coefficient de pression extérieure :
 Paroi verticale :
20
 Direction Y :
Re=
Dans notre cas :
B=31m ; V (ze)=25m/s ; d=12m .
D’où : Re=5,16.
Tableau 2.4:Valeurs caractéristiques relatives à la répartition de la pression
Sur les cylindres à base circulaire pour différents nombres de Reynolds
Et sans effet d’extrémités
Re b
75 105 130
On a la même valeur de coefficient de 𝜆 ; ; sauf le qui va changer a cause des ouverture c’est
pas la même que l’autre direction .
𝜆=70 ; =0,83 ; =0,96 ;
A : 310,37m².
Ac= 12 31= 372m².
= = 0.83
b) Coefficient de pression intérieure :
μp= = = 0.53
Avec interpolation linéaire en trouve
= 0.07
Finalement en résumer les résultats avec un tableau suivant :
Tableau 2.5: Pression de vent sur la paroi verticale V2
Cp0 W(KN/m²)
ZONE A 0 1 0,735
ZONE B 10 0,8 0,577
ZONE C 20 0,5 0,340
ZONE D 30 0,1 0,024
ZONE F 40 -0,4 -0,372
ZONE G 50 -0,8 -0,688
ZONE H 60 -1,2 -1 ,004
ZONE I 70 -1,45 -1,202
ZONE J 75 -1,5 -1,242
ZONE K 80 -1,5 -1,242
ZONE L 85 -1,45 -1,202
ZONE M 90 -1,35 -1,123
ZONE N 100 -1 -0,846
21
ZONE O 105 -0,768 -0,622

ZONE P 110 -0,768 -0,622
ZONE Q 120 -0,768 -0,622
ZONE R 150 -0,768 -0,622
ZONE S 160 -0,768 -0,622
2.6 Calcule des pressions sur toiture :
Avec in terpolation linéaire en trouve les resultat de suivant :

à partire de la figure 7.12 de L’ EC 1- 4 vent et 5.13 de R.N.V 2013 on obtenu :
on a :
h = 12m ; d = 31 m ; f = 9 m ;
⁄ = 0,38 ; ⁄ = 0,29
Tableau 2.6: Pression de vent sur la toiture
Zone We (KPa) Wy (KN/m²)

A -1,32 -1,002 -1,055
B -0,98 -0,744 -0,797
c -0,21 -0,159 -0,212
Wx
Figure 2.9: Charge du vent, x-direction (Wx)
22
Wy
Figure 2.10: Charge du vent global, y-direction (Wy)
B-ACTION DE LA NEIGE:
La charge caractéristique de neige S par unité de surface en projection horizontale de

Toiture ou de toute autre surface soumise à l’accumulation de la neige s’obtient par la
Formule suivante :
S=μSk (§3.1.1 chapitre I RNV2013)
(KN/m2): est la charge de neige sur le sol donnée par le règlement RNVA 2013 dans le paragraphe
4, en fonction de l’altitude et de la zone de neige. .[1]
Alors : pour la zone B
μ : est un coefficient d’ajustement de charge, fonction de la forme de toiture appelé coefficient de

forme.
Comme la structure sera implantée à TIPAZA, celle-ci est classée dans la zone B selon RNVA 2013.
Au niveau de mer H=230 m.
= (KN/m²)
= =0,19 (KN/m²)
2.1 Neige sur toiture :
Dans notre projet la toiture à une forme d’une coupole qui a deux pentes égales, le calcul des
Coefficients de forme se fait comme suite :
23
Figure 2.11: Représentation du versant de la toiture

On a β<60°
μ1=0.8
μ2=0.2+10 (§ 6.3 chapitre I RNV2013)
h: est la hauteur de naissance de la coupole jusqu’ à son sommet (h=9m)
b : est la longueur total de la toiture (b=28.04m)
μ2=0,2+(10×9) /28,04=3,4
μ3=0,5 3,4=1.7
Donc :
S1=μ1.SK=0.152 KN/m².
S2=μ2.SK=0.646 KN/m².
S3=μ3.SK=0.323 KN/m².
Figure 2.12: Surcharge de la neige sur la toiture
C- ETUDE DE LA VARIATION DE LA TEMPERATURE :
Selon le CCM97 article 2.2.3.1 (actions de la variation de la température climatique), on

Adopte dans le cas d’une construction située à l’air libre au nord de l’Algérie (climat tempéré),
24
Une variation uniforme de température qui est de 35°C à -15°C.

La température de montage est prise égale à 20°C
Donc le gradient de température est
ΔT1 = 35 – 20 = 15°C.
ΔT2 = 15 + 20 = 35°C.
ΔT = max (ΔT1, ΔT2) =35°C

Les déformations linéaires à considérer, entre les températures initiales moyennes au
Moment de la réalisation de l’ouvrage (généralement comprises entre +10°C et +25°C) et les
Températures extrêmes peuvent être évaluées en admettant un coefficient de dilatation
Thermique α = 12× 10-6 /°C
CONCLUSION :
Ces résultats vont être comparés avec la résultante des forces sismique, pour prendre le cas le plus
défavorable en vue.
25
Chapitre 3 Pré-dimensionnement
3.1 INTRODUCTION :
Ce chapitre nous permet de faire une estimation approximative des dimensions des sections des
elements porteurs et secondaire de notre structure (panes, pouters … etc.). En se basant sur le principe
de la descente de charges verticals transmises par la toiture aux éléments porteurs et qui les
transmettent à leur tour aux foundations, le pré-dimensionnement des elements sont determines.
3.2 VALEURS LIMITES DES FLECHES :
Les structures en acier doivent êtres dimensionnés de manière que les flèches restent dans les limites
appropriées à l’usage et à l’occupation envisagées du bâtiment et à la nature des matériaux de
remplissage devant être supportés.
Les valeurs limites recommandées de flèches verticales sont indiquées dans le tableau ci-dessous :
Tableau 3.4: Les valeurs limites de flèches verticales.
Conditions  max
v (f la flèche dans l’état final)
Toitures en général L/200
Toiture supportant des personnels L/250
Autres que les personnels d’entretien
Planchers en général L/250
Planchers et toitures supportant des cloisons en plâtre L/250

ou en autres matériaux fragiles ou rigides
Planchers supportant des poteaux (à moins que la L/400

flèche ait été incluse dans l’analyse globale de l’état
limite ultime)
3.3 PRE DIMENSIONNEMENT DES ELEMENTS:
3.3.1 Les panne :
Les pannes sont des poutres destinées à transmettre les charges et surcharges s’appliquant sur la
couverture à la traverse ou bien à la ferme. Elles sont réalisées soit en profilé (I, U) soit à treillis pour
les portées supérieures à 6 m.
 les liernes de pannes :

Les liernes sont des tirant qui fonctionnement en traction .Elles sont généralement formées de barres
ou de petites cornières .leur rôle principale est d’éviter la déformation latérale des pannes. Les liernes
sont considérés comme des appuis intermédiaires dans le plan des versants (plan y-y).
25
 Dimensionnement des liernes :
Par supposition :
Figure 3.1: Schéma statique du calcul des liernes.

On prend ϕ = 10 mm
a) Détermination des sollicitations :
 Charge permanente :
 Poids de la couverture ……………………………………… Gb=0,45KN/m²
G : Poids propre de couverture de produit RIVERCLACK
 Charge d’exploitation : (entretien) :

Charge d’exploitation Q=0,4kn/m² (Toiture de catégorie H, NF EN 1991-1-1. Tableau 6.10), .[3]
 avec L=4m
 Combinaisons des charges :
L'entraxe entre les pannes est : e=1,50 m.
- E.L U :
qu = 1,35Ge+ 1,5Q
qu = 1,35[(0,45  1,5) +1,5(0,4  1,5) qu =1,81 KN/ml.
- E.L S:
qser = Gbe+ Q
qser = 0,451,5 + 0,4 1,5 qser = 1,3 KN/ml.
b) Principe de dimensionnement :
On utilise pour cela la formule de la vérification à la rigidité :
L = 4.00 m
Figure 3. 9: Schéma statique de la Panne la plus sollicité
26
Fmax<Fadm
L
Fadm  = 20 mm, avec L =4000mm
200
5  Qser  L4
Fmax  , E=2,1x 105MPa
384  E  I y
5  Qser  L4
Iy  Iy> 1067460,32mm4
384  E  Fadm
Iy> 106,74 Cm4 On prend : IPE140 de classe 1
Caractéristiques de poutrelle utilisée IPE 140 :

Tableau 3.2: Caractéristiques du profilé
Poids Section Dimension Caractéristique
DESIGNATI
ON P A h b tf Iy Iz iy iz
Wpl-y Wpl-z
Abrégée 2
mm mm mm cm4 cm4 cm cm
Kg/m cm cm3 cm3
IPE140 12.9 16.4 140 73 6.9 541.2 44.92 88.34 19.25 5.74 1.65
c) Vérifications des pannes:
 Vérification de la flexion dévie :

Le moment fléchissant dans la section transversale de classe I et II doit satisfaire
à la condition suivante :
( ) ( )
: Le moment fléchissant de la section.

: Moment résistant plastique développé par profile d’acier.
fy : Limite élastique de l’acier.
q u  L2 1,81 4 2
M max  M sd    3,62KN .m
8 8
Mpl.y= = =22.08Kn.m Condition verifier
27
 Vérification de l’effort tranchant :
f y Av
On doit vérifier que : VSd  V plRd 
3  M0
Vsd : Effort tranchant calculé à l’ELU.
Vprld : Effort tranchant de plastification de la section.
Av : Section de l’âme cisaillée.
Av = A – 2.b.tf + (tw +2.r).tf Av = 764mm2.
275.764.10 3
V plRd   V plRd  121,3KN
3x1
 Calcul de l'effort tranchant Vsd :
qu .l 1,81  4
Vsdmax    3,62 KN
2 2
V  3,832KN  V  121,3KN  C ' est vérifiée

Sd plRd
Vsd  0,5V plRd  60,65KN
 Pas d’interaction entre l’effort tranchant et le moment fléchissant. Donc il n'est pas nécessaire de
réduire la résistance à la flexion.
 Classification de la section :
 Classification de la semelle :
≤ 10 et =  ε = 0,85  = = 5,28 8,5  Semelle e classe I
 Classification de l’âme :
≤ 72  = 23,87 63,75  Ame de classe I
Section globale de classe 1.
 Vérification du déversement :
On doit vérifier que : ≤
K=1 : (bi appuyé);
Kw=1 (aucun dispositif n’est mis pour empêcher le gauchissement)
28
C1=1,132 : (tiré du tableau→ poutre bi appuyé et k=1) ;
βw=1 : (classe 1)
𝑳𝑻 =
* +
λLT = 97 .53
λLT = ×√βw avec = 93,91ε et ε= √(275/ )
λLT =1.65  il y a un risque de déversement
𝑳𝑻 = 0,5× (1+ 𝐿𝑇× (λLT 0,2) )+ λLT 2
𝐿𝑇= 0,21 Pour les profiles lamines
𝐿𝑇 = 1.851
𝝌𝑳𝑻 =
√
𝜒𝐿𝑇 = 0,3
𝑏 = 𝜒𝐿𝑇 ×βw×𝑊 𝑙. × / ɤM1
Msd  3,832KNm  Mbrd  10,22KNm  C' est vérifiée
3.3.2 Les poutres:
Les poutres sont des éléments qui doivent reprendre essentiellement des efforts de flexion. Elle
reprend les charges concentrées (R) qui représentent les réactions des pannes et une charge
uniformément répartie due à son poids propre et le poids de la toiture sur la longueur de la semelle.
a) Détermination des sollicitations :
 Charge permanente :
 Poids de la couverture ……………………………………… Gb=0,45KN/m²
G : Poids propre de couverture de produit RIVERCLACK

 Poids propre de la panne………………………………………Gp=0,129KN/ m
 Charge d’exploitation : (entretien) :

 On prendre 0.4kN / m²
 Combinaisons des charges :
- E.L U :
qu = 1,35[Gbb +Gp] + 1,5Qb
qu = 1,35[(0,45  0,073) +0,129] +1,50,0730.4 qu =0,328 KN/ml.
29
- E.L S:
qser = [Gbb +Gp] + Qb
qser = 0,450,073 +0,129+ 0.40,073  qser = 0,235 KN/ml.
b) Principe de dimensionnement :
On utilise pour cela la formule de la vérification à la rigidité :
Fmax<Fadm
L
Fadm  = 180 mm, avec L =4500mm (pour poutre coupole)
200
5  Qser  L4 5  Qser  L4
Fmax  ,E=2,1x 105MPa Iy 
384  E  I y 384  E  Fadm
Iy> 33194,4104 mm4 On prend : IPE500 de classe 1
 Caractéristiques de poutre utilisée IPE 500 :
Tableau 3.3 : Caractéristiques du profilé
Poids Section Dimension Caractéristique
DESIGNATI
ON P A h b tf Iy Iz iy iz
Wpl-y Wpl-z
Abrégée 2
cm4 cm4
Kg/m cm mm mm mm cm3 cm3 cm cm
IPE500 90.7 116 500 200 16 541.2 44.92 2194 335.9 20.43 4.31
c) Vérifications des poutres:
Dans notre cas, on a divisé la poutre comme suivant :
x2
Figure 3.3 : Schéma statique de la poutre.

2R= 7.66 KN
30
2R’=6.45KN
 Combinaisons des charges :

- E.L U :
qu = 1,35gl pnnes + (1,35Gp) + 1,5Qc)0.4
qu = 1,35[(0,454)+0,907] +1,50.4 4 qu = 9,38KN/ml.
Figure3. 4 : Vu 3D de la poutre plus sollicité
 E.L S :
qser = gp + (Gb +gbac+ Qc)b
qser = 0, 907+ (0,454)+14
qser = 6,707 KN/ml
 Vérification de la flexion:
Le moment fléchissant Msd dans la section transversale de classe I et II doit satisfaire
à la condition suivante :
W pl . f y
M sd  M PLRD 
M 0
M sd: Le moment fléchissant de la section.

M prld : Moment résistant plastique développé par profile d’acier.
fy : Limite élastique de l’acier.
La valeur maximale du moment est :
Mmax=176,44KN.m
Mpl.y= = =548.5Kn.m Condition verifier
31
Figure3. 5: Diagramme de moment fléchissent sur la poutre coupole
 Vérification de l’effort tranchant :
f y Av
On doit vérifier que : VSd  V plRd 
3  M0
Vsd : Effort tranchant calculé à l’ELU.
Vprld : Effort tranchant de plastification de la section.
Av : Section de l’âme cisaillée.
Av = A – 2.b.tf + (tw +2.r).tf Av = 5987mm2.
275.5987.10 3
V plRd   V plRd  950,5KN
3x1
Vsdmax  55,46KN
V  55,46KN  V  950,5  C ' est vérifiée

Sd plRd
32
Figure3. 6: Diagramme de l’effort tranchant sur la poutre coupole
Vsd  0,5V plRd  475,28KN
 Pas d’interaction entre l’effort tranchant et le moment fléchissant. Donc il n'est pas nécessaire de
réduire la résistance à la flexion.
 Classification de la section :
 Classification de la semelle :
≤ 10ε et ε =√(275/fy)  ε = 0,85  = = 6,25 8,5  Semelle e classe I
 Classification de l’âme :
≤ 72  = 41,76 61,2  Ame de classe I
Section globale de classe 1.
 Vérification du déversement :
On doit vérifier que : ≤
K=1 : (bi appuyé);
Kw=1 (aucun dispositif n’est mis pour empêcher le gauchissement)
C1=1,132 : (tiré du tableau→ poutre bi appuyé et k=1) ;
βw=1 : (classe 1)
𝑳𝑻 =
* +
λLT = 138,04
33
λLT = ×√βw avec = 93,91ε et ε= √(275/ )
λLT =1.59  il y a un risque de déversement
𝑳𝑻 = 0,5×(1+ 𝐿𝑇×(λLT 0,2)+λLT 2
𝐿𝑇= 0,21⁡ Pour les profiles lamines
𝐿𝑇 = 1,91
𝝌𝑳𝑻 =
√
𝜒𝐿𝑇 = 0,33
𝑏 = 𝜒𝐿𝑇 ×βw×𝑊 𝑙. × / ɤM1
Msd  176,44KNm  Mbrd  181,01KNm  C' est vérifiée
 Vérification de La flèche :
=
5  Qser  L4
Fmax 
384  E  I y
=1.1mm =18mm La condition est vérifiée
34
Chapitre4 Etude dynamique et sismique
4.1 INTRODUCTION :
Vu que l’activité sismique peut se produire à tous moment, provoquant d’importants dégâts humains et
matériels, les structures doivent être conçues et construites de matière adéquate afin de résister à ses
secousses sismique essentiellement horizontales imposées aux fondations, toutes en respectant les
recommandations des règlements parasismiques.
Le but de ce chapitre est de définir un modèle de structure qui vérifie toutes les conditions et critères
de sécurités imposées par les règles parasismiques algériennes RPA99/version2003, qui met à notre
disposition trois méthodes de calcul :
 La méthode statique équivalente.
 La méthode d’analyse modale spectrale (spectre de réponse).
 La méthode d’analyse dynamique par accélérogrammes.
La modélisation de notre structure a été effectuée à l’aide du l’ETABS V 2018 qui est un logiciel de
calcul automatique des structures.
 Choix de la méthode de calcul :

Le choix des méthodes de calcul et la modélisation de la structure ont comme objectif de prévoir aux
mieux le comportement réel de l’ouvrage.
 La méthode statique équivalente :

La méthode statique équivalente permet d’avoir des résultats conservatifs (pour les efforts, les
contraintes ou les déplacements) par le fait que la masse totale en vibration est
Intégrée dans le mode fondamental.
Les forces réelles dynamiques qui se développent dans la construction sont remplacées par un système
de forces statiques fictives dont les efforts sont considérés équivalents à ceux de l’action sismique. .[4]
4.2 LA METHODE MODALE SPECTRALE :
 Principe :
La méthode d’analyse modale spectrale peut être utilisée dans tours les cas et en particulier, dams le
cas ou la méthode statique équivalente n’est pas permise. Qui réside dans la détermination des modes
propres de vibrations de la structure et le maximum des effets engendrées par l'action sismique,
représentée par un spectre de réponse de calcul.Ces effets sont par suite combines pour obtenir la
réponse de la structure.
Cette méthode est basée sur les hypothèses suivantes :
o Concentration des masses au niveau des planchers.

o Seuls les déplacements horizontaux des nœuds sont pris en compte.
o Le nombre de modes à prendre en compte est tel que la somme des coefficients de ces
modes soit aux moins égales 90%.
o Ou que tous les modes ayant une masse modale effective supérieure à5% de la masse
totale de la structure soient retenus pour la détermination de la repense totale de la structure.
36
Chapitre 4 Etude dynamique et sismique
Le minimum de modes à retenir est de trois (3) dans chaque direction considérée. Dans le cas où
les conditions décrites ci-dessus ne peuvent pas être satisfaites à cause de l’influence importante
des modes de torsion, le nombre minimal de modes (K) à retenir doit être tel que :
K3 N et TK  0.20 sec
Où : N est le nombre de niveaux au-dessus de sol et TK la période du mode K.
 Analyse spectrale:
 Utilisation des spectres de réponse :
La réponse d’une structure à une accélération dynamique est en fonction de l’amortissement
(ξ) et de la pulsation naturelle(w)
  T Q 
1, 25 A 1   2,5  1  0  T  T1
  T1  R 
 Q
2,5 1, 25 A  T1  T  T2
Sa  R
 2/3
g  Q  T2 
2,5 1, 25 A    T2  T  3, 0 s (Formule (4.13) RPA 2003)
 RT 


2/3 5/ 3
Q  T2   3 
 2,5 1, 25 A      T  3, 0 s
 R  3  T 
g : accélération de la pesanteur, (9,81N).
A: Coefficient d'accélération de zone.
R : coefficient de comportement global de la structure. Il est fonction du système de contreventement.
T1, T2 : Période caractéristique associée au site.
Q:Facteur de qualité.
η: Facteur de correction d'amortissement.

L’action sismique est représentée par le spectre de calcul suivant :
37
Figure 4.1: Schématisation du spectre de réponse suivant X et Y
 Classification de l’ouvrage :
L’ouvrage représente une salle de conférence à usage salle de classe.
Il est considéré comme ouvrage de grande importance, group 1B,
Le site est. très meuble donc il est classé en catégorie S4.
4.3 CALCUL DE LA FORCE SISMIQUE TOTALE :
D’après l’art 4.2.3 de RPA 99/version 2003, la force sismique totale V qui s’applique à la base de la
structure, doit être calculée successivement dans deux directions horizontales selon la formule :
A.D.Q
V W
R
AVEC :
A : coefficient d’accélération de zone, donné par le tableau (4.1) de RPA 99/version 2003 en
fonction de la zone sismique et du groupe d’usage du bâtiment.
 Sismicité élevé (zone III) (RPA 99 / v 2003, 3.1 et Fig 3.1)
 Un Groupe d’usage 1B. A:0.3
D: facteur amplification dynamique moyen, fonction de la categorie du site, du facteur

d’amortissement (η ) et de la période fondamentale de la structure (T).


2,5 0 T T2
 3
 T  2
D  2,5  2  T 2  T  3, 0 s
  T 
 3 5
2,5  T 2   3, 0 
2 3
 3, 0   T  T  3, 0 s
     Equ 4.2: art4.2.3 -RPA99/2003
η : Facteur de correction d'amortissement (RPA99/v2003,4.2.3)

  7  2     0, 7
38
Où   %  le pourcentage d’amortissement critique en fonction du matériau constitutif, du type de

structure et de l’importance des remplissages ξ: est donnée par le tableau 4.2 du RPA99
Nous avons une structure (Portiques- Acier), Donc ξ= 4%
D’où : η= 1.08 > 0.7η= 1.08
T1 : Période caractéristique associée au site (RPA 99 / v 2003, Tableau 4.7) T1:0.15
T2 : Période caractéristique associée au site (RPA 99 / v 2003, Tableau 4.7) T2:0.70
4.3.1 Estimation de la période fondamentale :
La valeur de la période fondamentale (T) de la structure peut être estimée à partir de formules
empiriques ou calculée par des méthodes analytiques ou numériques.
La formule empirique à utiliser est donnée par le RPA 99/ version 2003 par la formule :
T  Min(T  CT hN  4 , T  0,09 

3 hN
)
D
Avec :
hN : hauteur mesurée en mètres à partir de la base de la structure jusqu’au dernier niveau.
hN = 12 m
CT : est un coefficient qui est en fonction du système de contreventement, du type de remplissage et
est donné par le tableau 4.6 du RPA 99/version 2003(CT=0,05 : contreventement assuré partiellement
ou totalement par des palées triangulées)
AN:
T  CT hN   0,0512
3 3
4 4  T  0,322s
Pour notre cas, on peut utiliser la formule 4.7 du RPA99/version 2003 :
hN
T  0,09 
D
Où D est la dimension du bâtiment mesurée à sa base dans la direction de calcul considérée.
- Sens transversal :
Dx = 30 m Tx = 0,197s
- Sens longitudinal :
Dy = 50 m Ty = 0,153s
T  Min(0,32s , Tx  0,197s) Tx  0,197s
T  Min(0,32s , Ty  0,153s) Ty  0,153s

Donc la valeur du facteur d’amplification dynamique moyen est égale :
D=2,5 η= 2,5 × 1.08= 2,7 D=2,7
R : coefficient de comportement global de la structure, Sa valeur est donnée par le tableau
4.3 de RPA 99/ version 2003, en fonction du système de contreventement.
Ossature contreventée par palées triangulée en X donc R=4
Q : facteur de qualité de la structure, fonction de la redondance, géométrie, régularité en
Plan et en élévation et la qualité de contrôle de la constriction.
Q=1+Σq
39
Tableau 4.5:Facteur de qualité
Critère suivant Suivant

«q» X Y
1. Conditions minimales sur les files de 0.05 0.05
Contreventement
2. Redondance en plan 0.05 0,05
3. Régularité en plan 0,05 0,05
4. Régularité en élévation 0,05 0,05
5. Contrôle de la qualité des matériaux 0 0
6. Contrôle de la qualité de l’exécution 0 0
Qx = Qy =
1,2 1,2
W : poids total de la structure, W est égal à la somme des poids Wi calculés à chaque niveau
Avec :
Wi = WGi + β WQi
WGi: poids dû aux Charges permanentes et à celles des équipements fixes solidaires de la
Structure.
WQi : Charge d’exploitation.
β : Coefficient de pondération fonction de la nature et de la durée de la charge d’exploitation et donné
par le tableau 4.5 du RPA 99 version 2003.Dans notre cas : β = 0.4 (salle de class)
Le poids total est tiré à l’aide du logiciel ETABS
W  1531,27KN
 Direction X et Y :
A D Q
V X  Vy  W
R
0.3  2.7  1.2 V X  Vy  372,09 KN
V X  Vy   1531,27
4
4.4 RESULTATS DE L’ANALYSE SISMIQUE :
4.4 .1 Modèle initiale :
 Pourcentage de la participation de masse :

Ce modèle est étudié pour connaitre le comportement de la structure vis-à-vis le séisme sans qu’elle ne
soit renforcée
Les résultats à partir du fichier ETABS2018 :
40
Figure 4.10: Modélisation du la structure en vue 3D.
Tableau 4.2:Les éléments de la structure.
Nom de l’élément Type

Poutre de coupole IPE500
panne IPE140
 Constatation :
L’analyse dynamique de la structure a conduit à :
Tableau 4.3: Les périodes et les facteurs de participation massique pour le modèle initial
Case Mode Période UX UY UZ SumUX SumUY SumUZ

sec
Modal 1 8,697 0 0,6885 0 0 0,6885 0
Modal 2 2,352 0,003 0,0007 0 0 0,6885 0
Modal 3 0,968 5,43E_06 0,1228 0 5,43E_06 0,8113 0
Modal 4 0,516 0 7,763E_ 07 0 5,43E_06 0,8113 0
Modal 5 0,331 0,043 0,0138 0 0,043 0,8251 0
Modal 6 0,326 1,33 E _05 3,101E _07 0 0,043 0,8523 0
Modal 7 0,319 0,022 0,0272 0 0,065 0,8523 0
Modal 8 0,315 0,2116 0 0 0,2766 0,8523 0
Modal 56 0,031 0,0343 0 0 0,9105 0,9851 0
o Une période fondamentale T=8,697s

o 1er mode une translation suivant Y-Y
o 2émé mode une torsion
o 3émé mode une translation suivant X-X
o La participation massique dépasse le seuil des 90% dans les deux sens à partir de 56éme mode.
41
Figure 4.3 : Déplacement de structure suivant les trois modes
Interprétations :
Ce model nous donne une idée sur le comportement de la structure sans contreventement.
Le RPA99 révision 2003 impose le renforcement de telle structure avec des contreventements en X et
en V. La structure est très souple donc on doit augmenter de sa rigidité.
4.4.2 Modèle renforce :
Pour cette étape on a utilisé des palés triangulés en X qui reprend la totalité des charges horizontale
due au séisme dans le Y-Y et dans le sens X-X donc le coefficient de comportement R=4et augmenter
les profile
Figure 4.4 : Structure avec palées triangulées en X
Tableau 4.4:Les éléments de la structure
Nom de l’élément Type

Poutre de coupole IPE550
panne IPE140
Contreventement Tige de 20mm
42
 Constatation :
L’analyse dynamique de la structure a conduit à :
Tableau 4.5: Les périodes et les facteurs de participation massique pour le modèle finale
Case Mode Période UX UY UZ SumUX SumUY SumUZ

sec
Modal 1 0,503 0,0018 0,6555 0 0,0018 0,6555 0
Modal 2 0,46 0,0041 0,0144 0 0,0059 0,6696 0
Modal 3 0,413 0,0735 0,0019 0 0,0794 0,6696 0
Modal 4 0,404 0,0748 0,0022 0 0,1542 0,6718 0
Modal 5 0,392 0,2316 0,0021 0 0,3858 0,674 0
Modal 6 0,389 1,653 E _06 0,0044 0 0,3858 0,6784 0
Modal 7 0,382 0,28722 0,002 0 0,673 0,6804 0
Modal 8 0,338 0,0026 0,0035 0 0,69 0,6858 0
Modal 9 0,329 0,0144 0,0002 0 0,69 0,6859 0
Modal 10 0,317 0,0047 0,0035 0 0,6986 0,686 0
Modal 65 0,032 0,0001 0,0014 0 0,896 0,9001 0
Modal 66 0,031 1,763 E _05 0,0001 0 0,9105 0,9003 0
o Une période fondamentale T=0,503s

o 1er mode une translation suivant Y-Y
o 2émé mode une translation suivant X-X
o 3émé mode une torsion
o La participation massique dépasse le seuil des 90% à partir du 65éme mode sens Y et dans les
deux sens à partir de 66éme mode.
 Les combinaisons de calcul
Notation :
G : Poids propre de couverture de produit riverclack de poids 0,45 KN /m².
Q : Charge d’exploitation Q=0,4kn/m² (Toiture de catégorie H, NF EN 1991-1-1. Tableau 6.10)
S : Action de la neige.
V : Action du vent. (Vx : Vent de sens X ; Vy : Vent sens y).
E : Action sismique
o Les combinaisons de calcul adopté selon les règlements en vigueur sont données dans le
tableau suivant :
Tableau 4.6 : Combinaisons de calcul
Etat limite ultime Etat limite de service Accidentelle

1, 35G+1,5Q G + Vx G + Q + Ex
1, 35G+1,5Q+0,9 Sn G + Vy G + Q – Ex
1,35G +1,5Q+ 0,9Sn+0,9VX G+Q G + Q + Ey
1,35G +1,5Q+0,9Sn+0,9VY G + Sn G + Q – Ey
1,35G +1,5Sn+ 0,9VX+1,05Q G + 0,9(Q + S) 0,8G + Ex
43
1,35G +1,5Sn+ 0,9VY+1,05Q G + 0,9(Q + Vx) 0,8G + Ex
1,35G+1,5Sn+1,05Q G + 0,9(Q + Vy) 0,8G – Ex

1,35G+1,5WX+0,9Sn+1 ,05Q G + 0,9(Q + S /2+VX) 0,8G + Ey
1,35G+1,5Q+1,05Q G + 0,9(Q + S /2+VY) 0,8G – Ey
.
4.5 VERIFICATION DE LA RESULTANTE DES FORCES SISMIQUES :
Selon l’article 4.3.6 du RPA 99, la résultante des forces sismiques à la base obtenue par la
combinaison des valeurs modales doit être supérieure à 80% de la résultante des forces sismiques
déterminée par la méthode statique équivalente.
Si Vt< 0.8 V, il faudra augmenter tous les parameters de la réponse (forces, déplacements, moments...)
0,8V
par la valeur du rapport r 1
Vt
W  1612,44KN  Sous.combinaison.G  0,4Q
A D Q
V X  Vy  W
R V X  Vy  391,82 KN
0.3  2.7  1.2
V X  Vy   1612,44
4
4.5.1 Vérification de l’effort tranchant à la base :
D’après le fichier des résultats deETABS2018 on a :

Ex  Vt x  311,18kN
Ey  Vt y  351,06kN
Tableau 4.7:Vérification de l’effort tranchant à la base
Force V V 0 .8 V Rapport Observation

sismique statique dynamique Statique 0.8Vs /Vd
(KN) (KN) (KN)
Sens X 391,82 311 ,18 313,45 0.99  1 Vérifier
Sens Y 391,82 351,06 313,45 0.89  1 Vérifier
4.5.2 Vérification des déplacements :
Le D.T.R RPA 99 V2003 précise que le déplacement horizontal est calculé sous les forces
Sismique seul (art 4.4.3) et préconise de limiter les déplacements relatifs latéraux d’un étage
par rapport aux étages qui lui sont adjacent à 1% de la hauteur d’étage (art 5.10). .[4]
Le déplacement horizontal à chaque niveau k de la structure est calculé comme suite :
44
δeк: Déplacement dû aux forces sismiques.

R : coefficient de comportement R=4
Il s’agit de vérifier le point le plus haut de la toiture par rapport au sol.
Tableau 4.8: Déplacement relatif des niveaux

Niveau Déplacement
Sens X (mm) Sens Y (mm)
Toiture 14 .25 35.51
,H est la hauteur de l’étage

Tous les déplacements sont inférieurs à 120mm, donc ils sont vérifiés.
CONCLUSION:
D’après l’analyse dynamique de la structure, et la comparaison avec le code algérien on peut dire que
notre structure résiste bien à l’action sismique malgré qu’elle soit implantée en zone de forte sismicité
par contre l’effet du vent s’influe plus que le séisme.
45
Chapitre5 Vérification des éléments résistance
5.1 INTRODUCTION :
Dans ce chapitre on va vérifier les éléments principaux de notre structure en se basant sur les résultats
obtenus des chapitres précédents et aux efforts donnés par le logiciel utilisé (ETABS). En général, les
structures métalliques sont constituées d’éléments fléchis, comprimés ou simultanément comprimés et
fléchis. La vérification de ses éléments exige que sous toutes les combinaisons d’action possibles,
définies réglementairement, la stabilité statique soit assurée, au niveau de la structure et au niveau de
chaque élément.
 Le déversement
Ce phénomène d’instabilité élastique se produit, d’une façon générale, lorsqu’ une poutre
fléchie présente une faible inertie transversale et à la torsion. La partie supérieure de la poutre,
comprimée, flambe latéralement et il existe une valeur critique du moment de flexion (selon le plan le
plus grande raideur) comme il existe un effort normal critique provoquant le flambement pour une
barre comprimée, pour lequel la poutre fléchit dans le plan de sa plus faible raideur et entre en torsion.
Figure 5.1 : Phénomène du déversement.
Lors d’un chargement en compression simple d’une barre élancée, initialement rectiligne, en
position verticale et bi articulée aux extrémités, soumise à un effort N que l’on augmente
progressivement, on observe que quand N atteint une certaine valeur, la barre se dérobe latéralement,
et apparaît alors une grande déformation, cette déformation a les traits caractéristiques de toutes les
instabilités de forme, dans le cas des barres comprimées, cette instabilité prend le nom de flambement.
Figure 5.2 : Phénomène du flambement
47
5.2 VERIFICATION DES POTEAUX :
5.2.1 Vérification des poteaux vis-à-vis le flambement :

a) Procédure de calcul :
Les poteaux sont sollicités en flexion et en compression où chaque poteau est soumis à un effort
normal « N » et deux moments fléchissant M (My et Mz). On se basant sur les vérifications exigées par
le règlement CCM97sous les sollicitations les plus défavorables suivant les deux sens. .[5]
La vérification se fait pour toutes sous les combinaisons suivantes :

- 1,35 G + 1,5 Q
- G+Q+E
- G+0,8E
On doit combinées les sollicitations dans les cas plus défavorables :
- Une compression maximale (Nmax) et un moment correspondant (Mcorr).
- Un moment maximal (Mmax) et une compression correspondante(Ncorr).
Mais de notre structure le séisme est négligeable par rapport le vent donc les combinaisons de Charge
pour faire les vérifications sont :
- 1,35 G + 1,5 S+1,05Q

- 1,3G + 1,5Q + 0,9S+0,9Wx
- 1,35G+1,5Q
Remarque :
Dans notre cas de ce projet les éléments verticale au niveau de 3m du Sol de la coupole, ils
représentent comme des poteaux.
a) Etapes de vérification du flambement:
Les éléments sollicités simultanément en flexion et en compression axiale, pour une section
transversale de classes 1 ou 2, doivent satisfaire à la condition suivante :
NF EN 1993-1-1 (formule (5.51) Page 81)
Où :
; 𝑊
; =275 Mpa
𝜒
𝑊 𝑊
𝜆̄ ( ) ( )
𝑊
𝜒
𝑊 𝑊
𝜆̄ ( )
𝑊
𝜒 ⁄( √ 𝜆 ) Et ( (𝜆 ) ̅̅̅)
𝜆
𝜒 = 𝜒 𝜒 }.
48
𝜒 ,𝜒 sont les coefficients de réduction pour les axes y-y et z-z respectivement.
, sont les facteurs de moment uniforme équivalent pour le flambementpar flexion.
 Détermination la longueur de flambement :
Mode d’instabilité à nœuds fixes :
1 
 Kpoteaux
 Kpoteaux   Kpoutres
n2 
 Kpoteaux
 Kpoteaux   Kpoutres
Avec :
K poteaux : sont les rigidités des poteaux = I / H
K poutres : rigidité des poutres = I / L

Figure 5.11 : Facteurs de distribution de
rigidité
= =0,92
= =0,90
𝐿 = 5690,68 mm
𝐿 = 3000 mm
 Les vérifications au flambement par flexion :
 Sous la combinaison 1,35G+1,5S+1,05Q

 Résultats de l’ETABS :
Les efforts internes du logiciel ETABS sous la combinaison citée au-dessus reprisent par le
poteau sont :
49
 cas n˚1 :
= 199,374KN = 3,038KN.m = 483,729KN.m
Résultats de calcule :
Les tableaux ci-dessous regroupent les résultats calculés manuellement et les vérifications faites selon
l’Eurocode 3 :
Tableau 5.6: Vérifications du flambement poteaux (cas n°1).
combinaison Poteau Lf/h Les coefficients Valeur Condition

1,35G+1,5S+1,05Q Ipe 550 ̅̅̅
𝜆 ̅̅̅
𝜆 𝜒 finale ( )?
0,29 0,77 0,74 0,99 0,971 0,776 vérifiée
 cas n˚2 :
= 26,0086KN.m = 5,89337KN = 80,021KN.m
Tableau 5.7:Vérifications du flambement poteaux (cas n°2).

1,35G+1,5Q+0,9S+0,9Wx Ipe 550 ̅̅̅
𝜆 ̅̅̅
0,29 0,77 0,74 1 0,99 0,272 vérifiée
 cas n˚3 :
= 483,729KN.m =199,3747KN =3,0381KN.m
Tableau 5.8: Vérifications du flambement poteaux. (cas n°3)

1,35G+1,5S+1,05Q Ipe 550 ̅̅̅
𝜆 ̅̅̅
0,29 0,77 0,74 0,99 0,971 0,776 vérifiée
5.2.2 Vérification des poteaux vis-à-vis le déversement :
La vérification de stabilité vis-à- vis du déversement des pièces soumises à la compression et à la

flexion pour les pièces à section transversale de classe 1 ou 2, doivent satisfaire à la condition
suivante :
NF EN 1993-1-1 (formule (5.52) Page 84)
Où :
50
* +
𝜒
𝜆̄
M . LT : est un facteur de moment uniforme équivalent pour le déversement.

 Les vérifications au déversement :
 Sous la combinaison 1,35G+1,5S+1,05Q (la plus défavorable pour chaque cas):
Les efforts internes du logiciel ETABS sous la combinaison citée au-dessous sont regroupés dans
les tableaux suivants :
 cas n˚1 :
Tableau 5.9 : Vérifications du déversement poteaux (cas n°1)
combinaison poteau Les coefficients Valeur Condition

1,35G+1,5S+1,05Q IPE500 𝜒 𝜒 finale ( )?
0,74 0,98 0,971 1 0,936 vérifiée
 cas n˚2 :
Tableau 5.10:Vérifications du déversement poteaux (cas n°2)

1,35G+1,5Q+0,9S+0,9Wx IPE550 𝜒 𝜒 finale ( )?
0,74 0,91 0,99 1 0,275 vérifiée
 cas n˚3 :
Tableau 5.11:Vérifications du déversement poteaux (cas n°3)

1,35G+1,5S+1,05Q IPE550 𝜒 𝜒 finale ( )?
0,74 0,98 0,99 1 0,936 vérifiée
Remarque :
Toutes les vérifications au déversement sont vérifiées, donc il n’y a pas lieu de changer les profilés.
5 .3 VERIFICATION LA POUTRE PRINCIPALE:
Les poutres principales sont des éléments structuraux, qui supporte la charge de la tôle et les
transmettent aux poteaux, elles sont sollicitées principalement par un moment fléchissant.
on prend la poutre IPE 550
D’après le Logiciel ETABS, on prend la valeur 1,35G+1,5S+1,05Q
Le moment et l’effort tranchant sollicitant ont pour valeurs :
51
Msd = 239,8034kN.m
Vsd = 66,4356kN
5.3.1Vérification de la résistance :
Msd = 239,8034kN.m = 696,75 KN.m La condition est vérifiée
5.3 .2 Vérification de l’effort tranchant :
( )
= 2*b*tf+ (tw+r)*tf
= 7827,72mm²
Vsd = 66,4358kN =1129,83 KN La condition est vérifiée
 Vérification de l’interaction de l’effort tranchant

La condition est vérifiée
Pas d’interaction entre l’effort tranchant et le moment fléchissant.
5.3.3 Vérification de la flèche :
5  Qser  L4
Fmax 
384  E  I y
= 0,15 mm =12 mm La condition est vérifiée
5.4 VERIFICATION LES PANNES:
Les pannes sont des éléments structuraux, qui supporte les charges de bardage et les charge
climatique et les transmettent aux poutres, elles sont sollicitées principalement par flexion déviée.
Dans le cas de flexion bi-axiale, on peut utiliser le critère approché suivant :
( ) ( )
Où et sont des exposants qui être pris, en sécurité égaux à l’unité, il est également loisible de
prendre les valeurs suivant :
52
 Section en I et H :
2 ,  5 n mais ≥1
 Profils creux circulaire :
2 ,  2
 Profils creux rectangulaires :
 mais   6
 Barres rectangulaires et plats :

Où :
Les efforts internes du logiciel ETABS sous la combinaison 1.35G+1.5S+1,05Q reprisent par les
pannes de IPE 160 de L = 2m sont :
Msdy = 19,742 KN.m ; Msdz = 2,104 KN.m ;
Vsdy = 13,707 KN ; Vsdz = 6,127KN ;
Remarque :
Les pannes IPE 140 ne vérifier pas donc nous avons augmenté le profile IPE 160 et utiliser les liernes.
5.4.1 Vérification de résistance :
( )²+( ) 1
Calcule de et de :
= 30,975KN.m
= 6,6KN.m
D’où :
( )²+( )= 0,72 1 La condition est vérifiée
5.4.2 Vérification au cisaillement :
La vérification de cisaillement est donnée par la formule suivant :
= A-2*b*tf+ (tw+2r)*tf
= 13,707KN =90,38KN La condition est vérifiée
= 6,127KN =139,43KN La condition est vérifiée
53
5.4.3 Vérification au déversement :
D’après l’Eurocode3, la résistance au déversement du profilé est vérifiée si la condition suivante est
satisfaite :
Avec :
= λ
Pour les sections de classe (1) et (2).

Pour une panne constante et doublement symétrique on peut utiliser la formule approximative ci-
après qui place en sécurité.
⁄
𝜆 = =83,28
⁄
[ ( ) ]
⁄
̅̅̅̅ =
𝜆
D’où :
̅̅̅̅
𝜆 = 0,95 0,4 il ya risque de déversement
= 0,79
= 24,47 Msdy = 19,742 KN.m La condition est vérifiée

5.4.4 Vérification de la flèche :
On a une panne IPE160 de longueur L= 2m.
5  Qser  L4
Fmax 
384  E  I y
= 0,15 mm =10 mm La condition est vérifiée

5.5 VERIFICATION DES CONTREVENTEMENTS :
Les contreventements par palées de stabilité sont tendus ou comprimés, il faut donc faire les
vérifications à la compression simple et à la traction.
En vérifier des contreventements de forme tige de 20 mm
54
Figure 5.4 : palées de stabilité en X
5.5.1 Vérifications à la traction simple :
On doit vérifier que : N  N Tr d =
Avec :
N : effort de traction dans la barre
N= 39,15KN Sous la combinaison 1,35G+1,5Q+0,9S+0,9Wx barre D355
A= 3, 14 cm2
N=39,15KN N Tr d= 78,5 KN condition est vérifiée
CONCLUSION :
Après avoir vérifié les éléments de l’ossature, il a été constaté que toutes les exigences réglementaires
au titre des combinaisons d’actions les plus défavorables, ont notamment atteint un degré de stabilité
désirable et une sécurité structurelle souhaitable.
55
Chapitre 6 Etude des assemblages
6.1 INTRODUCTION :
L’assemblage est une caractéristique essentielle pour la construction métallique, il est composée d’un
ensemble d’éléments de barres constitués de profilés lamines ou soudée de différente formes qu’il faut
relier entre eux pour constituer l’ossature.
Les liaisons et la continuité entre ces différents éléments donne ce qu’on appelle un assemblage tout
en assurant la transmission et la répartition des diverses sollicitations souvent importantes.
Pour réaliser une structure métallique, on dispose de pièces individuelles, qu’il convient d’assembler :
- Soit bout à bout (éclissage, raboutages),
- Soit concourantes (attaches poutre / poteau, treillis et systèmes réticulés).
Pour conduire les calculs selon les schémas classiques de la résistance des matériaux, il y a lieu de
distinguer, parmi les assemblages :
- Les assemblages articulés, qui transmettent uniquement les efforts normaux et tranchants
- Les assemblages rigides, qui transmettent en outre les divers moments.
6.2 FONCTIONNEMENT DES ASSEMBLAGES :
Dans ce cas la transmission des efforts s’opère par adhérence des surfaces des pièces en contact.
Cela concerne le soudage et le boulonnage par les boulons à haute résistance.
Dans notre projet nous aurons recours à trois types d’assemblage :
- Les assemblages soudés.

- Les assemblages boulonnés;(Ordinaires, où HR).
On distique deux types de boulons qui se différencient caractéristiques mécaniques plus on moins
élevées.
Tableau 6.1:Caractéristiques mécaniques des aciers pour boulons.
Valeurs de la limite d’élasticité fyb et de la résistance à la traction fub des boulons

Classe 4,6 4,8 5,6 5,8 6,6 6,8 8,8 10,9
fyb(N/mm²) 240 320 300 400 360 480 640 900
fub(N/mm) 400 400 500 500 600 600 800 1000
6.3 CALCUL DES ASSEMBLAGES :
Dans ce chapitre, (06) types d’assemblage seront traités, on se basant sur les normes de l’EC3.
Les assemblages qui seront traités sont :
 Assemblage poutre-poutre
 Assemblage poutre-panne
 Assemblage Pied de poteau
 Assemblage de contreventement en X
On essaye de traiter un exemple de calcul manuel pour ; les autres seront calculés en utilisant le
logiciel Auto desk Robot.
57
Tableau 6.12: Principales caractéristiques géométrique des boulons.
M8 M10 M12 M14 M16 M18 M20 M22 M24 M27 M30
Désignation
d (mm) 8 10 12 14 16 18 20 22 24 27 30
d0 (mm) 9 11 13 15 18 20 22 24 26 30 33
A (mm2 50,3 78,5 113 154 201 254 314 380 452 573 707
As (mm2) 36,6 58 84,3 115 157 192 245 303 353 459 561
Ф rondelle 16 20 24 27 30 34 36 40 44 50 52
(mm)
Ф clé (mm) 21 27 31 51 51 51 58 58 58 58 58
Tôle usuelle 2 3 4 5 6 7 8 10 ,14 ≥14 _ _
(mm)
Cornière 30 35 40 50 60 70 80 120 ≥120 _ _
usuelle
(mm)
d : diamètre de la partie non filetée de la vis.

d0 : diamètre nominal du trou.
A : section nominale du boulon.
As : section résistante de la partie filetée.
6.3.1 Assemblage de poutre IPE550_ panne IPE160 :
Les solives sont articulées aux poutres, l’effort tranchant repris par l’assemblage est celui qui transmet
la panne à la poutre soit Vsd = 2 3,44kN.
Cette assemblage est réalisé avec des boulons de classe 8.8 caractérisé par :
fyb =640 MPa (Limite d’élasticité).
fub=800 MPa (Limite de la résistance ultime à la traction).
L'assemblage est réalisé à l'aide de deux cornières qui relie l'extrémité de la panne IPE160avec l'âme
de la poutre en IPE550, avec deux boulons.
a) Choix de diamètre du boulon :

Cornière 120×120×10mm
Epaisseur de la platine : ep = 10 mm
 t ≤ 10 mm d = (12 ; 14) mm
 10 ≤ t ≤ 25 mm d = (16 ; 20 ; 24) mm
 t ≥ 25 mm d = (24 ; 27 ; 30) mm
On à l’épaisseur de la platine t = 10 mm alors on prend = 14 mm, classe 8.8
b) Le choix des boulons :

On choisit 4 boulons de 14mm de diamètre ( 14) de classe 8.8
58
d0 = d+2mm=16mm
c) Distance entre axe des boulons :

1.2d 0  e1  max(12t ,150mm)
2.2d 0  p1  min(14t ,200mm)  (EC3.art.6.5.1.4)
1.5d 0  e2  max(12t ,150mm)
3d 0  p2  min(14t ,200mm)
e1 = 35 mm; p1=45mm
e2 = 50mm; p2=55mm
Figure 6.1 : Assemblage solive-poutre
 Vérification de la résistance des boulons au cisaillement par plan de cisaillement :

Il faut vérifier que : Vsd Fv,rd
fub = 800 N/mm²
Section résistante en traction : As = 115mm²
Résistance des boulons à la traction : Mb = 1,25
Il y a 2 boulons en double cisaillement donc
Fvrd = n x Fvrd =4 x 44,16 = 176,64kN
Vsd = 23,44kN<Fvrd = 176,64 KN Donc la condition est vérifiée
59
 Vérification de la pression diamétrale

Il faut vérifier que : Fvsd Fb.rd
Fb.rd : résistance de calcul à la pression diamétrale par boulon
Fv.sd : Effort de cisaillement de calcul par boulon

fu : La résistance à la traction des cornières
 e p 1 f 
 min  1 , 1  , ub ,1
 3  d0 3  d0 4 fu  = min (0,73 ; 0,69; 0,8; 1) = 0,69
Pour un boulon on a :
Vsd
Fv.sd = = 5,86kN <Fbrd = 69,55 Kn Donc la pression diamétrale est vérifiée.
4
On choisit 4 boulonsde diamètre (M14) de classe 8.8
M16  d  14mm d 0  16mm
Cornière 120*120*10
Remarque :
Dans notre cas l’assemblage de panne poutre comme un solive poutre par ce que on pose la panne
dans la poutre si pas sur la poutre.
6.3.2 Assemblage des éléments de contreventement en X :
a) Effort sollicitant :
NSd= 41,93kN
VSd= 27,91 Kn
Figure 6.2 : Assemblage des contreventements en X
60
Le choix qui s’est porté en avant sur les éléments principaux sont :
 Les montants de l’extrémité sont des profilés IPE 550 et IPE160.

 Les tiges de diamètre de 20 mm.
 Epaisseur du gousset : ep = 10mm
t max≤ 17mm
a min = 4mm
a max = 0.7t = 7mm
On prend un cordon de soudure : a = 5mm
b) Disposition constructive :
On opte pour cet assemblage2boulonHR8.8 Ф20
 Pince longitudinale
1.2d0 ≤ e1 ≤ 12t
1.2 × 22 ≤ e1 ≤ 12 × 8
⇒ 26.4mm ≤ e1 ≤ 96mm
On prend e1 = 30mm
 Pince transversale
1.5d0 ≤ e2 ≤ 12t
⇒ 1.5 × 22 ≤ e2 ≤ 12 × 8
⇒ 33mm ≤ e2 ≤ 96mm
On prend e2 = 40mm
 Calcul des boulons sollicités au cisaillement :

VR = = 113.16 KN
= 13,96 KN< la Condition est Vérifiée

 Vérification de la pression diamétrale :
Il faut vérifier que : Fvsd Fb.rd
 e p 1 f 
 min  1 , 1  , ub ,1 = min (0,45 ; 0,61; 0,8; 1) = 0,45
 3  d0 3  d0 4 fu 
Pour un boulon on a :
V sd
Fv.sd = = 13,96kN <Fbrd = 64,8KNla pression diamétrale est vérifiée.
2
On choisit 2 boulons de diamètre de 20 mm(M20) de classe 8.8
61
 Vérification à la traction :
Il faut vérifier que :
Fu  Nu  0,9. fu . Anet /  Mb (EC3.tab.6.5.3)
Anet  t  (h  (2  d0 )
h =550 mm : la hauteur du profilé.
d0 =22 mm : diamètre du trou
t = 10 mm : épaisseur de la pièce
N
Avec : Fu  la condition est vérifiée.
n
6.3.3 Assemblages poutre –poutre IPE 550 :
Figure 6.12 : Assemblage poutre- poutre
Géométrie
Gauche :
Poutre
Profilé: IPE 550
= -163,0 [Deg] Angle d'inclinaison
hbl = 550 [mm] Hauteur de la section de la poutre
bfbl = 210 [mm] Largeur de la section de la poutre
62
twbl = 11 [mm] Epaisseur de l'âme de la section de la poutr
tfbl = 17 [mm] Epaisseur de l'aile de la section de la poutre
rbl = 24 [mm] Rayon de congé de la section de la poutre

2
Abl = 134,42 [cm ] Aire de la section de la poutre
4
Ixbl = 67116,50 [cm ] Moment d'inertie de la poutre
Matériau: ACIER E28
fyb = 275,00 [MPa] Résistance
Droite :
Poutre :
Profilé: IPE 550
= -17,0 [Deg] Angle d'inclinaison
hbr = 550 [mm] Hauteur de la section de la poutre
bfbr = 210 [mm] Largeur de la section de la poutre
twbr = 11 [mm] Epaisseur de l'âme de la section de la poutre
tfbr = 17 [mm] Epaisseur de l'aile de la section de la poutre
rbr = 24 [mm] Rayon de congé de la section de la poutre

2
Abr = 134,42 [cm ] Aire de la section de la poutre
4
Ixbr = 67116,50 [cm ] Moment d'inertie de la poutre
fyb = 275,00 [MPa] Résistance
Boulons
Le plan de cisaillement passe par la partie NON FILETÉE du boulon
d= 16 [mm] Diamètre du boulon
Classe = 10.9 Classe du boulon
FtRd = 113,04 [kN] Résistance du boulon à la traction
nh = 2 Nombre de colonnes des boulons
nv = 7 Nombre de rangéss des boulons
h1 = 53 [mm] Pince premier boulon-extrémité supérieure de la platine d'about
Ecartement ei = 70 [mm]
Entraxe pi = 80;80;80;80;80;80 [mm]
63
Platine
hpr = 600 [mm] Hauteur de la platine
bpr = 230 [mm] Largeur de la platine
tpr = 20 [mm] Epaisseur de la platine
fypr = 275,00 [MPa] Résistance
Soudures d'angle
aw = 5 [mm] Soudure âme
af = 9 [mm] Soudure semelle
Coefficients de matériau
M0 = 1,00 Coefficient de sécurité partiel [2.2]
Efforts
Etat limite: ultime
Cas: Calculs manuels
Mb1,Ed = 239,79 [kN*m] Moment fléchissant dans la poutre droite
Vb1,Ed = 112,93 [kN] Effort tranchant dans la poutre droite
Nb1,Ed = 185,56 [kN] Effort axial dans la poutre droite
Figure 6.4: Schéma de l’assemblage poutre- poutre
Resultats :
RESISTANCES DE LA POUTRE
64
TRACTION
2
Ab = 134,42 [cm ] Aire de la section EN1993-1-1:[6.2.3]
Ntb,Rd = Ab fyb / M0
Ntb,Rd = 3696,55 [kN] Résistance de calcul de la section à la traction EN1993-1-1:[6.2.3]
CISAILLEMENT
2
Avb = 72,35 [cm ] Aire de la section au cisaillement EN1993-1-1:[6.2.6.(3)]
Vcb,Rd = Avb (fyb / 3) / M0
Vcb,Rd = 1148,63 [kN] Résistance de calcul de la section au cisaillement EN1993-1-1:[6.2.6.(2)]
Vb1,Ed / Vcb,Rd ≤ 1,0 0,10 < 1,00 vérifié (0,10)
FLEXION - MOMENT PLASTIQUE (SANS RENFORTS)

3
Wplb = 2787,01 [cm ] Facteur plastique de la section EN1993-1-1:[6.2.5.(2)]
Mb,pl,Rd = W plb fyb / M0
Mb,pl,Rd = 766,43 [kN*m] Résistance plastique de la section à la flexion (sans renforts) EN1993-1-1:[6.2.5.(2)]
6.3.4 Assemblages pied de poteau :
La base des poteaux ce sont des dispositifs de liaison qui lient la superstructure a l’infrastructure, ils
doivent assurer la transmission les charges et les efforts de aux fondations.
Ces dispositifs sont soit articulé soit encastrer, ils sont constitués d’une plaque métallique appelée :
« platine », fixées aux pieds des poteaux par des tiges d’ancrage sur le béton d’appui. Dans notre cas,
les poteaux sont encastrés à leur base.
 Pied de poteau IPE550 :
 Caractéristiques géométriques des profilés et données mécaniques :
h = 550mm; b=210mm; tf=17.2mm;tw=11.1mm; A=134cm2
 Données de calcul :
- Moment fléchissant : Msd =482,24 kN.m
- Effort normal : Nsd =290,33kN
 Tiges :
Soit 8 tiges M36 de classe 6.6
65
Figure 6.5: Schéma de l’assemblage pied poteau
Géométrie
Poteau
Profilé: IPE 550
Lc = 3,00 [m] Longueur du poteau
= 0,0 [Deg] Angle d'inclinaison
hc = 550 [mm] Hauteur de la section du poteau
bfc = 210 [mm] Largeur de la section du poteau
twc = 11 [mm] Epaisseur de l'âme de la section du poteau
tfc = 17 [mm] Epaisseur de l'aile de la section du poteau
rc = 24 [mm] Rayon de congé de la section du poteau
Ac = 134,42 [cm2] Aire de la section du poteau
Iyc = 67116,50 [cm4] Moment d'inertie de la section du poteau
fyc = 275,00 [MPa] Résistance
fuc = 405,00 [MPa] Résistance ultime du matériau
Platine de prescellement
lpd = 1000 [mm] Longueur
bpd = 600 [mm] Largeur
66
lpd = 1000 [mm] Longueur
tpd = 50 [mm] Epaisseur
Matériau: ACIER
fypd = 215,00 [MPa] Résistance
fupd = 365,00 [MPa] Résistance ultime du matériau
Ancrage
Le plan de cisaillement passe par la partie NON FILETÉE du boulon
Classe = 6.6 Classe de tiges d'ancrage
fyb = 360,00 [MPa] Limite de plasticité du matériau du boulon
fub = 600,00 [MPa] Résistance du matériau du boulon à la traction
d= 36 [mm] Diamètre du boulon

2
As = 8,17 [cm ] Aire de la section efficace du boulon
2
Av = 10,18 [cm ] Aire de la section du boulon
nH = 4 Nombre de colonnes des boulons
nV = 4 Nombre de rangéss des boulons
Ecartement eHi = 300;300 [mm]
Entraxe eVi = 122;122 [mm]
Dimensions des tiges d'ancrage

L1 = 100 [mm]
L2 = 700 [mm]
L3 = 180 [mm]
Plaque d'ancrage
lp = 180 [mm] Longueur
bp = 180 [mm] Largeur
tp = 30 [mm] Epaisseur
fy = 275,00 [MPa] Résistance
Platine
lwd = 60 [mm] Longueur
bwd = 60 [mm] Largeur
twd = 30 [mm] Epaisseur
67
Raidisseur
ls = 1000 [mm] Longueur
ws = 600 [mm] Largeur
hs = 300 [mm] Hauteur
ts = 15 [mm] Epaisseur
d1 = 20 [mm] Grugeage
d2 = 20 [mm] Grugeage
Coefficients de matériau
M0 = 1,00 Coefficient de sécurité partiel
M2 = 1,25 Coefficient de sécurité partiel
C = 1,50 Coefficient de sécurité partiel
Semelle isolée
L= 2500 [mm] Longueur de la semelle
B= 2500 [mm] Largeur de la semelle
H= 1500 [mm] Hauteur de la semelle
Béton
Classe BETON30
fck = 30,00 [MPa] Résistance caractéristique à la compression
Mortier de calage
tg = 0 [mm] Epaisseur du mortier de calage
fck,g = 20,00 [MPa] Résistance caractéristique à la compression
Cf,d = 0,20 Coef. de frottement entre la plaque d'assise et le béton
Soudures
ap = 10 [mm] Plaque principale du pied de poteau
as = 10 [mm] Raidisseurs
Résultats
Zone comprimée
COMPRESSION DU BETON
fcd = 20,00 [MPa] Résistance de calcul à la compression EN 1992-1:[3.1.6.(1)]
fj = 36,51 [MPa] Résistance de calcul du matériau du joint sous la plaque d'assise [6.2.5.(7)]
68
c = tp (fyp/(3*fj*M0))
c= 70 [mm] Largeur de l'appui additionnelle [6.2.5.(4)]
beff = 157 [mm] Largeur efficace de la semelle de tronçon T [6.2.5.(3)]
leff = 350 [mm] Longueur efficace de la semelle de tronçon en T [6.2.5.(3)]
Ac0 = 550,68 [cm2] Zone de contact de la plaque d'assise avec la fondation EN 1992-1:[6.7.(3)]
2
Ac1 = 4956,16 [cm ] Aire de calcul maximale de la répartition de la charge EN 1992-1:[6.7.(3)]
Frdu = Ac0*fcd*(Ac1/Ac0) ≤ 3*Ac0*fcd
Frdu = 3304,10 [kN] Résistance du béton à l'appui rigide EN 1992-1:[6.7.(3)]
j = 0,67 Coefficient réducteur pour la compression [6.2.5.(7)]
fjd = j*Frdu/(beff*leff)
fjd = 40,00 [MPa] Résistance de calcul du matériau du joint [6.2.5.(7)]
2
Ac,y = 1186,84 [cm ] Aire de flexion My [6.2.8.3.(1)]
2
Ac,z = 1721,49 [cm ] Aire de flexion Mz [6.2.8.3.(1)]
Fc,Rd,i = AC,i*fjd
Fc,Rd,y = 4747,36 [kN] Résistance du béton à la flexion My [6.2.8.3.(1)]
Fc,Rd,z = 6885,94 [kN] Résistance du béton à la flexion Mz [6.2.8.3.(1)]
AILE ET AME DU POTEAU EN COMPRESSION

CL = 1,00 Classe de la section EN 1993-1-1:[5.5.2]
3
Wpl,y = 12922,88 [cm ] Facteur plastique de la section EN1993-1-1:[6.2.5.(2)]
Mc,Rd,y = 3553,79 [kN*m] Résistance de calcul de la section à la flexion EN1993-1-1:[6.2.5]
hf,y = 688 [mm] Distance entre les centres de gravité des ailes [6.2.6.7.(1)]
Fc,fc,Rd,y = Mc,Rd,y / hf,y
Fc,fc,Rd,y = 5167,26 [kN] Résistance de l'aile et de l'âme comprimées [6.2.6.7.(1)]
3
Wpl,z = 4853,85 [cm ] Facteur plastique de la section EN1993-1-1:[6.2.5.(2)]
Mc,Rd,z = 1334,81 [kN*m] Résistance de calcul de la section à la flexion EN1993-1-1:[6.2.5]
hf,z = 251 [mm] Distance entre les centres de gravité des ailes [6.2.6.7.(1)]
Fc,fc,Rd,z = Mc,Rd,z / hf,z
Fc,fc,Rd,z = 5312,55 [kN] Résistance de l'aile et de l'âme comprimées [6.2.6.7.(1)]
RESISTANCE DE LA SEMELLE DANS LA ZONE COMPRIMEE

FC,Rd,y = min(Fc,Rd,y,Fc,fc,Rd,y)
FC,Rd,y = 4747,36 [kN] Résistance de la semelle dans la zone comprimée [6.2.8.3]
69
FC,Rd,z = min(Fc,Rd,z,Fc,fc,Rd,z)
FC,Rd,z = 5312,55 [kN] Résistance de la semelle dans la zone comprimée [6.2.8.3]
Zone tendue
RUPTURE DU BOULON D'ANCRAGE

2
Ab = 8,17 [cm ] Aire de section efficace du boulon [Tableau 3.4]
fub = 600,00 [MPa] Résistance du matériau du boulon à la traction [Tableau 3.4]
Beta = 0,85 Coefficient de réduction de la résistance du boulon [3.6.1.(3)]
Ft,Rd,s1 = beta*0.9*fub*Ab/M2
Ft,Rd,s1 = 300,00 [kN] Résistance du boulon à la rupture [Tableau 3.4]
Ms = 1,20 Coefficient de sécurité partiel CEB [3.2.3.2]
fyb = 360,00 [MPa] Limite de plasticité du matériau du boulon CEB [9.2.2]
Ft,Rd,s2 = fyb*Ab/Ms
Ft,Rd,s2 = 245,10 [kN] Résistance du boulon à la rupture CEB [9.2.2]
Ft,Rd,s = min(Ft,Rd,s1,Ft,Rd,s2)
Ft,Rd,s = 245,10 [kN] Résistance du boulon à la rupture
Assemblage satisfaisant vis à vis de la

Ratio 0,94
Norme
70
Chapitre7 Etude de fondation
7.1. INTRODUCTION :
Les fondations d’une structure sont constituées par les parties de l’ouvrage qui sont en contact avec le
sol auquel elles transmettent les charges de la superstructure ; elles constituent donc la partie
essentielle de l’ouvrage puisque de leurs bonne conception et réalisation découle la bonne tenue de
l’ensemble.
7.1.1. Fonctions assurées par les fondations :

La fondation est un élément de structure qui a pour objet de transmettre au sol les efforts
apportés par la structure.
Dans le cas le plus général, un élément déterminé de la structure peut transmettre à sa fondation :
- Un effort normal : charge verticale centrée dont il convient de connaître les valeurs extrêmes.
- Une force horizontale résultante, par exemple, de l’action du vent ou du séisme, qui peut être
variable en grandeur et en direction.
- Un moment qui peut être de grandeur variable et s’exercer dans des plans différents.
Compte tenu de ces sollicitations, la conception générale des fondations doit assurer la cohérence du
projet vis-à-vis du site, du sol, de l’ouvrage et l’interaction sol-structure.
7.1.2. Détermination des sollicitations :
Pour le dimensionnement des fondations superficielles, les sollicitations sont déterminées
Selon les combinaisons d’actions suivantes le BAEL91 :
ELU : 1.35G+1.5Q
ELS : G+Q
Les sollicitations les plus défavorables sont données dans le tableau ci-dessous:
Tableau 7.1: Les sollicitations à la base des poteaux IPE550
sollicitation Situation durable
1.35G+1.05Q+0,9S+0.9Wx ELU ELS

KN 290 .33 209.8 149.66
482.24 331.48 236.42
3.67 3.56 2.52
36.71 26.02 18.62
110.12 74.91 53.44
 Choix du type de fondation :
Le choix du type de fondation dépend en général de plusieurs paramètres dont on cite :
- Type d’ouvrage à construire.
- Les caractéristiques du sol support.
- La nature et l’homogénéité du bon sol.
72
- La capacité portance du terrain de fondation.
- La charge totale transmise au sol.
- La raison économique.
- La facilité de réalisation.
- Le type de la structure.
Et on peut classer les fondations dans deux types :
a. Lorsque les couches de terrain capables de supporter l’ouvrage sont à une faible profondeur,
on réalise des fondations superficielles (semelles isolées, filantes et radier général).
b. Lorsque les couches de terrain capable de supporter l’ouvrage sont à une grande profondeur,
on réalise des fondations profondes et semi profondes (puits et pieux).
7.2 CALCUL DES FONDATIONS :
Afin de satisfaire la sécurité et l’économie, tout en respectant les caractéristiques de l’ouvrage nous
devons prendre en considération la charge que comporte l’ouvrage – la portance du sol – l’ancrage et
les différentes donnée du rapport du sol. On commence le choix de fondation par les semelles isolées,
filantes et radier, chaque étape fera l’objet de vérification.
L’étude géotechnique du site d’implantation de notre ouvrage, a donné une contrainte admissible égale
à 1,8 bar et de profondeur d’ancrage : D =2 m.
7.2.1 Pré dimensionnement de la semelle du poteau :
Les dimensions de la semelle sont choisies de manière qu’elles soient homothétiques avec celle du
pied de poteau, les poteaux de notre structure sont rectangulaires à la base
(h*b), donc les semelles sont rectangulaires (H*B).
h et b : dimension de la platine du poteau considéré. (IPE550) (h=70 cm et b=60 cm)
H et B : dimension de la semelle.
h1 : d + c ; avec c = 5 cm. (Béton de propreté)
d : hauteur utile de la semelle est donnée par :
d = max BAEL91-Ch15.III-Art1.2) .[7]
73
 Critère de non poinçonnement:

 𝑙 : Situation durable
: Contrainte maximale dans la semelle donnée par la formule suivante:
σ ( ) Avec :
𝑙 =1 .8 bar.
Pour déterminer les surfaces au sol, on prend en compte les charges de services en négligeant en
première approximation le poids propre de la semelle.
Pour une section rectangulaire sous poteaux on prendra la section homothétique de la semelle et du
poteau donc le rapport des dimensions :
Pour tenir compte du moment de la flexion on augmente la dimension de la semelle dans le plan de la
flexion la valeur de donc on peut prendre .
L’excentricité d’application des efforts est :
Vue que
√( ) √( )
 Hauteur totale de la semelle :

La hauteur utile de la semelle soit satisfaire les conditions suivantes :
La hauteur utile :
74
Soit : d=0.6m
h1 = d + c=0.6+0.05=0.7 cm.
L1 : hauteur de l'amorce de poteau
L1 = 2 – 0.7 = 1.3m
On remarque qu’il n’y a pas de chevauchements des semelles alors on opte pour le choix des semelles
isolées
 Vérification de l’interférence entre deux semelles :
Lmin  1,5  B
Il faut vérifie que

Avec : L min est l’entre axe minimum entre deux poteaux. (L=4 m).
B : Largeur maximum de la semelle
On La condition est vérifié.
7.2.2 Vérification de contrainte de sol :
 Calcul de la semelle du poteau de centre :

On doit examiner les différentes combinaisons d’application de ces charges pour trouver les
sollicitations défavorables.
Les contraintes du sol sous la semelle sont vérifiées d’après la formule :
( ) 𝑙 : Situation durable Avec :
( )
Avec : 𝑙𝑙 𝑙𝑙
= + +N terr=149.66+270.145=419.81 KN ( )
=0.54 m ( )
⁄ ⁄ CV
( ) ⁄
Ce qui signifie que le diagramme de répartition des contraintes sous la semelle est trapézoïdal et que
la valeur maximale et minimal de ces contrainte sons dans la limite admissibles.
75
On vérifie également la contrainte du sol a la distance ¾ de la semelle du cote de sa valeur ne doit

pas dépasser σ sol
⁄ 𝑙=180 KN/m² CV
Le moment à la base: (sens B)
Les contraintes sont regroupées dans le tableau suivant:
Tableau 7.2: Vérification des contraintes dans le sol.
Cas de chargement sens (bar)

ELU Sens 0.56 2.26 2.39 0.52 1.57
A
Sens 0.045 2.39 0.77 0.91
B
ELS Sens 0.54 1.7 2.39 0.26 0.127 1.8
A
Sens 0.03 0.8 2.39 0.67 0.76
B
1.35G+1.05Q+0,9S+0.9WX Sens 0.58 2.31 2.39 0.68 1.56
A
Sens 0.106 0.81 2.39 0.562 0.74
B
7.3 FERRAILLAGE DE LA SEMELLE : (selon le BAEL 91)
 Détermination des armatures de la semelle:

On a deux conditions à vérifier :
1. 1er condition :
Sens B
Sens A
2. 2eme condition :
Sens B
Sens A
Si les deux conditions sont vérifiées, les armatures seront calculées sous un effort normal
Fictif:
76
* +, * + , les deux sens .
Si l’une des deux conditions n’est pas vérifiée, les armatures seront calculées sous un
Moment M1 : M1= (4 𝑏 Sens B
M1= (4 Sens A
Les armatures de la semelle sont calculées d’après les efforts de calcul
 ELU : SENS B
Vu que :
et
C’est-à-dire que la différence entre la contrainte maximale et la contrainte minimale ne dépasse pas la
moitié de la contrainte moyenne. On peut calculer les armatures dans la direction B et A en utilisant la
méthode de bielle ; on remplace la force réelle par une charge fictive .
[ ] [ ]
fc28=30MPa ; ft28=2,4MPa ; σbc=14,17MPa ; fe=500MPa ; σs=434,78MPa ; b=70cm ; h=70cm ;d=65cm
N u B  b  505.86 103 2500  700

AS // A    4.03cm ²
8.d . s 8  650  434.7
 ELU : SENS A
Vu que :
et
Alors :
M1= (4 M1=82.14 KN.m
= =2.83cm² avec ; z=0.9d
 ELS : SENS B
Vu que :
et
77
[ ] [ ]
N s B  b  435.95 103 2500  700

AS // A    3.47cm²
8.d . s 8  650  434.7
 ELS : SENS A
Vu que :
et
Alors :
M1= (4 M1=56.8 KN.m
= =1.34cm² avec ; z=0.9d
 1.35G+1.05Q+0.9Wx: SENS B
Vu que :
et
C’est-à-dire que la différence entre la contrainte maximale et la contrainte minimale ne dépasse pas la
moitié de la contrainte moyenne. On peut calculer les armatures dans la direction B et A en utilisant la
méthode de bielle ; on remplace la force réelle par une charge fictive .
[ ] [ ]
fc28=30MPa ; ft28=2,4MPa ; σbc=14,17MPa ; fe=500MPa ; σs=434,78MPa ; b=70cm ; h=70cm;d=65cm
N u B  b  627.7 10 3 2500  700

AS // A    4.99cm²
8.d . s 8  650  434.7
 1.35G+1.05Q+0.9wx : SENS A
Vu que :
et
78
Alors :
M1= (4 M1=116.7KN.m
= =4.03cm² avec ; z=0.9d
 Condition de non fragilité :

= 0,23 b.d. = 0,23.250.70. = 19.32 cm ²
= 0,23 A.h. = 0,23.215.60. = 14.24 cm ²
Tableau 7.13 : Tableau de choix des armatures
Armature Situation durable As min Choix As (cm²)

ELU ELS 1.35G+1.05Q+0,9S+0.9WX (cm²)
As(B) cm² 4.03 3.47 4.99 19.32 8HA20 25.13
As(A) cm² 2.83 1.34 4.03 14.24 6HA20 18.85
 Ancrage des barres :

La longueur d’ancrage est donnée par la formule suivante :
fe
LS 
4 u
 u  0.6 2 f t 28
  1,5 Pour les barres HA
f t 28  2.4MPa
 u  0.61.52  2.4  3,24MPa
fe 2  500
LS    77.2Cm
4 u 4  3.24
On a: Ls = 62
Donc, toutes les barres doivent être prolongées jusqu’aux extrémités de la semelle mais
Peuvent ne pas comporter des crochets.
Pour une section trapézoïdale on a :
Donc prenons :
79
Figure 7.1 : Schéma de ferraillage de la semelle
7.4 CALCUL DES LONGRINES :
Les longrines sont des éléments appartenant à l’infrastructure et qui servent à
Rigidifier l’ensemble des semelles. Et elles sont soumises à des forces axiales de traction.
7.4.1. Pré dimensionnement : (RPA99 art 10.1.1.b)

Les dimensions minimales de la section transversale des longrines sont :
25cm 30cm
Pour notre cas on optera pour des longrines de section30cm 30cm
 Ferraillage :
Les longrines doivent être calculées pour résister à la traction sous l’action d’une force égale à :
20 KN (RPA art 10.1.1.b)
Avec :
F∶ Effort normale ultime du poteau le plus sollicité.
∶Coefficient fonction de la zone sismique et de la catégorie de site considéré »
Dans notre cas, on a un site ferme (s4) et une zone III⟹α = 8
ELU → Nu= = 26,23 20 KN La condition est vérifié.
ELS→ Ns= = 21,20 20 KNLa condition est vérifié.
Donc, on ferraille avec s 6HA12 = 6,79 cm²
7.4.2. Armatures transversales :

Soit des cadres de diamètre 8 dont l’espacement maximal est donné par le RPA
80
St = min (20 cm, 15 l ) = min (20 cm, 15  ) =12 cm.
On prend St= 15cm
Les cadres sont espacés de 15cm en travée et de 10cm en zone nodale.
Figure 7.2: Ferraillage des longrines
81
INTRODUCTION GENIRALE :
Une structure en acier est constituée des profilés en I et/ou en H obtenus par laminage ou
Reconstitués par soudage. La réalisation de ce type de structure impose de lier ces éléments entre eux
par des assemblages. Ces assemblages possèdent des formes multiples liées à la
Nature des efforts à transmettre mais aussi aux moyens d'attaches utilisés. A l'heure actuelle, il
Existe principalement deux types d'assemblages : les assemblages soudés et les assemblages
Boulonnés mais il existe aussi l’assemblage par rivets.
Ces assemblages assurent, en général, la continuité à l’intérieur d’un même élément ou servent de
liaison nodale entre les éléments Ils se caractérisent par de fortes complexités géométrique et
mécanique. Ces dernières résultent du nombre d’éléments intermédiaires utilisés (boulons, platine,
cornière...etc.) et des formes géométriques variées de ces éléments qui engendre de fortes
discontinuités. Ces assemblages sont classés par leur rigidité et par moment en rotation.
Traditionnellement, les assemblages de constructions métalliques sont considérés comme infiniment

Rigides ou parfaitement articulés. Cependant, il n’existe en réalité aucun assemblage de rigidité infinie
Ou de rigidité nulle. Le comportement général des assemblages est appelé « semi-rigide » et les
Assemblages sont caractérisés par une rigidité en rotation finie non nulle.
Afin d’éviter la complexité liée au comportement semi-rigide des assemblages lors de l’analyse d’une
Structure, tout en assurant que les résultats de cette analyse mènent à un dimensionnement
Sécuritaire, le remplacement de la rigidité finie des assemblages par une rigidité idéalisée infinie ou
Nulle est autorisé à condition que cette idéalisation n’influence pas de façon significative le
Comportement de la structure. Cette condition est remplie si la rigidité des assemblages est telle qu’ils
Sont respectivement classés comme rigides ou articulés.
Le critère de classification de l’Eurocode 3, partie 1-8, qui distingue les assemblages rigides des
Assemblages semi-rigides, est connu pour être très approximatif. Dès lors, alors qu’ils sont déjà
rigides
dans les faits, les assemblages sont soit considérés comme semi-rigides, soit renforcés, avec pour effet
L’augmentation inévitable et sensible des coûts de fabrication.
Chapitre1 Classification des assemblages selon leurs rigidités
1.1INTRODUCTION :
On appelle les assemblages dans les ossatures de bâtiment métalliques toute les composants
élémentaires poutre- poteaux, Qui sont liées entre eux par des dispositions particuliers. Ces
assemblages possèdent des formes multiples liées à la nature des efforts à transmettre et aussi aux
moyennes d’attache utilisée.de ce fait, il y’a des règles et des exigences à respecter en la matière qui
assurant la continuité à l’intérieure d’un mêmes élément ou servent de liaison nodale entre les
éléments, dont l’éventail consiste à anticiper les problèmes et les risques à venir. Dans ce chapitre en
va voire tous les critères des assemblages.
1.2 DEFINITION ET ROLE DE L’ASSEMBLAGE :
Un assemblage est un dispositif qui permet de réunir et de solidariser plusieurs pièces entre elle, en
assurant la transmission et la répartition des diverses sollicitations entre les pièces. Ils jouent un rôle
très important, on peut les définir comme organes de liaison qui permettent de réunir et de solidariser
plusieurs éléments entre eux, on assurant la transmission et la répartition des diverses sollicitations
entre les éléments assemblés, sans générer d’efforts parasites. Un assemblage mal conçu, mal calculé
ou mal réalisé peut conduire à l’effondrement de la structure. De ce fait la conception et le calcul des
assemblages est d’une importance capitale. .[11]
Une structure comprend des éléments structuraux (poutres et poteaux) et des assemblages.
Les éléments structuraux sont classifiés en fonction du type de chargement qu'ils supportent.
Ils sont appelés poutres si la flexion est prédominante, poteaux si la charge axiale est
Prédominante, et poutre-poteau si à la fois la flexion et une charge axiale sont présentes de manière
significative. Pour les assemblages, selon le nombre et la position des éléments assemblés entre eux
dans le plan, nous définissons des configurations d'assemblages
Unilatérales (sur un seul côté) ou bilatérales (sur deux côtés)
Figure 1.13: Configurations d'assemblages dans le plan
Composant de base (d’un assemblage) : partie d’un assemblage qui apporte une contribution
identifiée à une ou plusieurs de ses propriétés structurales.
 Zone d’Attache : est définit comme l’ensemble des composantes qui fixent mécaniquement
les éléments assemblés, c’est la zone où l’action de fixation de produit.
86
Figure 1.14: Différence entre attache et assemblage

1.3 TYPE D’ASSEMBLAGE :
Les poutres et les poteaux dans une structure en acier peuvent être assemblés par différents types
d’assemblages. Dans le cas des assemblages boulonnés par platine d’extrémité, on distingue, d’une
manière commode, les types d’assemblages suivants :
_ assemblages poutre-poteau ;
_ assemblages poutre-poutre ;
_ assemblages de raboutage (de continuité) ;
_ assemblages de pied de poteau ;

Les principes de conception des assemblages semi-rigides sont satisfaits lorsque les règles détaillées
de l’annexe J révisée de l’Eurocode 3, sont respectées. Pour la conception des pieds de poteaux, les
règles d’application de l’annexe L de l’Eurocode 3, sont respectées. [8]
Figure 1.3 : Différents types d’assemblages dans une structure métallique
Nous pouvons identifier plusieurs types d'assemblages selon le type de liaison entre les
Éléments assemblés. Un des plus courants est l’assemblage poutre-poteau. Ce type
D’assemblage relie des éléments de directions et de fonctions différentes (Figure I-3)
87
Plusieurs configurations d'assemblages sont possibles :

 Assemblage poutre – poteau :
Platine boulonnée + assemblages soudés (poutre-poteau, T, avec une poutre ou un poteau continu).
Figure 1.4: Assemblage Poteau- Poutre
Ce type d'assemblages est souvent utilisées dans le cas de changement de direction et/ou de
sollicitations, Les sollicitations sont transmises de la poutre au poteau à l’aide de la platine soudée à
l'extrémité de la poutre et attachée au poteau par des boulons. Les assemblages boulonnés par platine
d’extrémité peuvent être réalisés par une platine courte, non débordante ou débordante.[8]
.
Figure 1.5: Assemblage poteau poutre par platine d’extrémité boulonnée
Union de barres de type platine (assemblage platine-platine) ou avec des cornière d’âme ou de
semelle.
88
Figure 1.6: Assemblage Poutre – Poutre
Dans ce type d'assemblages (Figure I.7) les cornières sont boulonnées sur les semelles et les âmes du
poteau et de la poutre. L’assemblage de type (a) avec une simple cornière sur l’âme de la poutre est
considéré comme articulé. Il doit être capable de subir une rotation significative sans développer des
valeurs élevées de moment fléchissant. Les assemblages articulés sont utilisés dans une ossature de
poutres et poteaux lorsque la rigidité latérale est assurée par d’autres moyens comme par exemple un
palée de stabilité triangulée. Les assemblages de types (b) et (c) sont en général semi-rigide.
Figure 1.7: Assemblage poutre-poteau par cornières d'âme et/ou des semelles
 Assemblage de rabotage (de continuité) de poutre ou poteaux :
Les figures (I-7a) et (I-8a) montrent des assemblages avec platines d’about qui assurent la continuité
de poutres ou de poteaux. Les platines peuvent être débordante ou non. Une alternative à l'utilisation
de platines d'about fait appel aux assemblages par couvre- joint avec des zones d'attaches boulonnées
réalisées sur les âmes et les semelles des poutres.
89
Figure 1.8: Assemblage de continuité de poutre
Figure 1.9: Assemblage de continuité de poteau
Assemblage de pied de poteaux :

Ce type d’assemblages est utilisé lorsqu'il s’agit de relier une structure en acier à un noyau de béton,
voir (figure I.10). La base du poteau est soudée à une platine mince ou épaisse, boulonnée au noyau du
béton à l’aide des tiges d’ancrage.
Figure 1.10: Assemblage pied de poteau
90
Les assemblages doivent être suffisamment résistants pour transmettre les efforts de dimensionnement.
A cette fin, ils doivent être conçus de manière à permettre un transfert « en douceur » des efforts
intérieurs d'un élément à l'autre sans créer de concentrations importantes de contraintes.
- Ils doivent posséder le degré requis de flexibilité ou de rigidité.

Les éléments d’assemblages (plats ou corniers) doivent, autant que possible, se mettre en place
aisément et être accessibles au montage (sur chantier ou en atelier).
1.4 TYPE D’ASSEMBLAGE POTEAU-POUTRE :
La fonction principale d’un assemblage dans une ossature est de transmettre les réactions verticales
des extrémités des poutres aux poteaux. Dans un portique, il doit transmettre en plus les moments
formés aux extrémités des poutres. Selon la rigidité en rotation de l’assemblage.
La Figure1.11 présente quelques technologies classiques d’assemblages de type poutre-poteau utilisés

actuellement.
Le système a) est un assemblage à éclisses soudées sur le poteau et solidarisées par boulons sur l’âme
et sur les semelles de la poutre. Par expérience, c’est un assemblage rigide capable de transmettre
totalement les efforts d’extrémité de la poutre (effort tranchant et moment) au poteau. La déformation
de l’assemblage est en effet suffisamment réduite, Comme solution alternative, on peut envisager un
assemblage avec platine d’extrémité suffisamment épaisse et suffisamment boulonnée (Figure 1.6 b),
éventuellement renforcé par un jarret.
Au pôle opposé se trouve l’assemblage de type f), avec une simple cornière sur l’âme de la poutre et
considéré comme articulé. Ce type d’assemblage ne peut transmettre que des efforts tranchants et,
éventuellement, un effort axial de la poutre. Il doit être capable de subir une rotation significative, sans
développer des valeurs élevées de moment fléchissant. Les assemblages articulés sont utilisés dans une
ossature de poutres et poteaux lorsque la rigidité latérale est assurée par d’autres moyens, par exemple
une palée de stabilité triangulée.
Les types intermédiaires, représentés sur la Figure 1.11 par les cas de b) à e), constituent des
assemblages en général semi-rigides. Ils sont utilisés sous réserve de savoir déterminer le degré
d’interaction entre les éléments, ce qui suppose de connaître la caractéristique moment rotation de
l’assemblage. Les assemblages semi-rigides ont été adoptés en tant qu’alternative aux premiers, du
moins pour fonctionner sous des actions de type statique ; ils sont également en phase d’être acceptés
dans les normalisations sismiques modernes, par exemple l’Eurocode 8-1 (version EN finale) .[10]
.
91
Figure 1.11: Types usuels d’assemblages de type poutre-poteau.
1.5 MODE D’ASSEMBLAGE :
Les différentes moyennes d’assemblages ci- dessus mentionnés sont généralement réalisées par les
principaux modes d’assemblages suivants :
1.5.1 Le rivetage :
Les rivets représentent le plus ancien moyen d’assemblage utilisé en construction métallique.
Actuellement, leur emploi est limité et on leur préfère, dans la plupart des pays industrialisés, les
boulons, les rivets à anneau et la soudure. Les rivets bruts (pas encore mise en place) sont des pièces
métallique formées d’une tige cylindrique et d’une tête ronde.
 Rivet à anneau :
Les rivets a anneau (nivelons) sont des éléments de connexion mécanique qui tiennent à la fois du
rivet (dans la mesure où il a une même forme de tête et qu'il introduit une force de précontrainte) et du
boulon (car une partie de sa tige est rainurée).
Les principales caractéristiques : la tige se compose de deux parties rainurées (et non pas filetées),
séparées par une portion de tige dont la section est affaiblie. L'acier des rivets à anneau est un acier à
haute résistance.
92
Figure 1.12: Rivet et rivet à anneau
1.5.2 Le boulonnage :
On distingue deux types de boulons, sur lesquels on reviendra plus détail par la suite :
 Les boulons de charpente métallique (boulon ordinaire) ;
 Les boulons à haute résistance ;
Le vissage est un procédé d’assemblage permettant de réaliser une liaison démontable de deux ou
plusieurs pièces à l’aide d’éléments de visserie. Ces éléments sont constitués d’une vis et d’un écrou et
éventuellement une ou deux rondelles. Un ensemble constitué d’une vis et d’un écrou s’appelle un
boulon.
Les caractéristiques des différents types d'aciers utilisés pour les boulons (Tableau 1.1) présentent les
valeurs de la limite d'élasticité FyB et de la résistance à la traction FuB des quatre classes de qualité
d'acier utilisées pour les boulons.
Tableau 1.1: Caractéristiques mécaniques des aciers pour boulons
boulon Classe de qualité FyB (N/mm2) FuB (N/mm2)
De charpente 4.6 240 400

5.6 300 500
A haute résistance 8.8 640 800
10.9 900 1000
 les boulons de charpente métallique (aciers 4.6 et 5.6) : ils sont employés couramment pour
réaliser les assemblages faiblement sollicités des halles et des bâtiments.
 les boulons à haute résistance: les boulons HR sont des boulons aptes à être précontraints
lors de la mise en œuvre .on les appelle encore boulon « à serrage contrôle ».ils sont réalisés
dans des aciers à haute limite d’élasticité de qualité 8.8 et 10.9 et ils doivent comporter un
marquage spécifique «HR »sur chaque élément du boulon ce qui n’est pas le cas des boulons
93
ordinaires de classe de qualité identique .leur caractéristiques dimensionnelles sont données

par le tableau 1.2
Tableau 1.2: Caractéristiques dimensionnelles des boulons HR
Diamètre nominal : d (mm) 12 14 16 18 20 22 24 27 30
Diamètre du trou : d0 (mm) 13 15 18 20 22 24 26 30 33
Φ rondelle .................. (mm) 24 27 30 34 37 40 44 50 55
Épaisseur rondelle ... (mm) 3 3 3 4 4 4 4 5 5
Hauteur d'écrou .......... (mm) 11 13 15 16 18 20 22 24 27
Hauteur de tête ........... (mm) 8 9 10 12 13 14 15 17 19
Dimension des clés (1) (mm) 19/22 22/24 24/27 27/30 30/32 32/36 36/41 41/46 46/50
Section nominale : A (mm2) 113 154 201 254 314 380 452 573 707
Section résistante : As (mm2) 84.3 115 157 192 245 303 353 459 561
Figure 1.13 Boulon de charpente et boulon a haut résistance
1.5.3 Le soudage :
L’opération de soudage consiste à réunir ou rassembler deux pièces ou plusieurs parties constitutives
d’un assemblage en perpétuant la continuité de la matière entre les parties à assembler par chauffage,
par pression ou par combinaison des deux.
 Avantage de soudage :
Le soudage présente, par rapport au boulonnage, plusieurs avantages:
- Il assure la continuité de matière, et de ce fait garantit une bonne transmission des

Sollicitations
94
- Il dispense de pièces secondaire (goussets, attaches,…….).
-Il est de moindre encombrement et plus esthétique que le boulonnage.
 Inconvénients de soudage :
En revanche, il présente divers inconvénients:

- Le métal de base doit être soudable.
- Le contrôle des soudures est nécessaire et onéreux.
-Le contrôle des soudures est aléatoire.
-Le soudage exige une main-d’œuvre qualifiée et un matériel spécifique.
1.6 FONCTIONNEMENT DES ASSEMBLAGES :
1.6.1 Fonctionnement par obstacle : C'est le cas des boulons ordinaires, non précontraints dont
les tiges reprennent les efforts et fonctionnement en cisaillement.
1.6.2 Fonctionnement par adhérence : Dans ce cas, la transmission des efforts s'opère par
adhérence des surfaces des pièces en contact. Cela concerne le soudage, et le boulonnage par boulons
HR.
1.6.3 Fonctionnement mixte : C'est le cas du rivetage (et dans les cas extrêmes, du boulonnage
HR), à savoir que les rivets assurent la transmission des efforts par Adhérence des
Pièces jusqu'à une certaine limite, qui lorsqu'elle est dépassée, fait intervenir les rivets par obstacle, au
cisaillement.
1.7 CARACTERISATION DU COMPORTEMENT DES ASSEMBLAGES :
En général, le comportement des assemblages est décrit par une courbe exprimant l’évolution du
Moment qui se développe dans l’assemblage en fonction de la rotation relative entre les
extrémités des éléments assemblés (idéalisés par leurs axes).
Lorsqu’un assemblage est infiniment rigide, la rotation relative entre les éléments connectés est nulle
Quel que soit le moment auquel l’assemblage est soumis. Il n’existe aucune différence entre les
Rotations respectives des extrémités des éléments liés à cet endroit. L’assemblage est globalement
Soumis à une seule rotation de corps rigide. Dès lors, la courbe de en fonction de , caractéristique
Du comportement des assemblages rigides, est une droite verticale passant par l’origine (Figure 1.14).
Lorsqu’un assemblage est articulé ou infiniment souple, le moment dans l’assemblage reste nul quelle
Que soit la rotation relative entre les extrémités des éléments connectés par cet assemblage. Par
Conséquent, la courbe de en fonction de représentative du comportement des assemblages
Articulés est une droite horizontale passant par l’origine (Figure 1.14). Il est modélisé au moyen d’un
ressort en rotation placé au point d’intersection entre les axes de la poutre et du poteau. .[9]
95
Figure 1.14: Comportement et modélisation des assemblages (Maquoi & Chabrolin, 1998
La rigidité Sj de ce ressort caractérise la rigidité en rotation de l’assemblage soumis à un moment

fléchissant. Une rigidité nulle ou très petite correspond à un assemblage simple (rotulé) qui ne
transmet pas de moment fléchissant de la poutre au poteau. Au contraire une rigidité Sj infiniment
grande (très grande) correspond à un assemblage continu (rigide). Selon l’EC3, le comportement
mécanique d’un assemblage est caractérisé par trois caractéristiques principales à savoir :
rigidité de rotation initiale (Sj,ini ou Sj) , capacité de résistance flexionnelle (Mj,Rd) , capacité de
rotation (Φcd). Ces caractéristiques sont obtenues à partir de courbe moment rotation représentée dans
la figure. [12]
Figure 1.15: Courbe moment-rotation d’un assemblage métallique
96
Chapitre 1 Classification des assemblages selon leurs rigidités
1.8 CLASSIFICATION DES ASSEMBLAGES METALLIQUES :
Selon l’Eurocode 3, les assemblages doivent être modélisés en vue d’une analyse globale de la
Structure. Le type de modélisation des assemblages à adopter dépend de la classification en termes de
rigidité (rigide, semi- rigide et articulé), de résistance (résistance complète ou partielle) et de ductilité
(capacité de rotation). Les critères de cette classification sont décrits ci -dessous.
1.8.1 Classification par rigidité :
La rigidité de l’assemblage intervient dans la phase initiale de l’analyse globale des structures en acier.
Ainsi lors de la modélisation de la structure en acier, une attention particulière doit être accordée à la
rigidité de l’assemblage. Bien sûr, la rigidité de l’assemblage influe sur le niveau de sollicitations et la
flèche dans les poutres, la rigidité des assemblages peut également avoir des effets significatifs sur le
comportement de la structure en acier et sur sa stabilité globale.
Un assemblage peut être classé comme rigide. Semi-rigide ou articulé en fonction de sa rigidité en
rotation, en comportement sa rigidité en rotation initiale 𝑗, avec les limites de classification.
Figure 1.16: Diagramme de classification par rigidité des assemblages
En outre, l’Eurocode3 permet un calcul analytique de la rigidité à l’aide de la méthode des

composantes. Cette méthode suppose que chaque composante est représentée par un ressort qui
Travaille en compression ou traction, avec une rigidité propre. Pour obtenir la rigidité globale de
l’assemblage, ces ressorts sont groupés en série ou en parallèle selon le type d’assemblage concerné.
 Assemblage rigide :
Un assemblage peut être considéré comme rigide si sa déformation n’a pas d’influence significative
sur la répartition des efforts et des moments dans la structure, ni sur la déformation d’ensemble de
celle-ci. Les déformations des assemblages rigides ne doivent pas conduire à une réduction de la
résistance de la structure supérieure à 5 %.les assemblages rigides doivent être capables de transmettre
les efforts et moments calculés de leur dimensionnement.
97
(Structure contreventé réduit le déplacement horizontal d’au moins 80%)
(Structure non contreventé)
 Assemblage semi-rigide :
Les assemblages qui ne satisfont pas aux critères concernant les assemblages rigides ou les
assemblages articulés seront classés comme des assemblages semi-rigides.
Les assemblages semi-rigides doivent permettre se prévoir le niveau d’interaction entre les éléments
structuraux, en se basant sur les caractéristique moment-rotation des nœuds .Ils doivent également être
aptes à transmettre les efforts et moment calculés de leur conception.
Figure 1.17: Fonctionnement d’un travers avec de liaison semi-rigide
 Assemblage nominalement articulé :

Un assemblage articulé ou infiniment souple est conçu et calculé afin qu’il ne puisse pas développer
de moments significatifs. Il présente d’habitude des valeurs très réduites de la rigidité initiale. Il
convient que les assemblages de type articulé soient capables de transmettre les efforts internes de
calcul de la structure et d’accepter les rotations qui en résultent jusqu’au stade ultime. En pratique, un
assemblage de type poutre-poteau peut être considéré de type articulé si sa rigidité initiale en rotation
Sj, inti (basée sur une courbe moment-rotation représentative de son comportement réel) satisfait à la
condition suivante :
𝑏
𝐿𝑏
Notion :
𝑏 : Moment d’inertie de flexion d’une poutre
𝐿𝑏 : Portée d’une poutre (entraxe des poteaux)
: Rigidité initiale de la courbe moment-rotation de l’assemblage
98
Figure 1.18: Diagrammes de moment fléchissant avec des divers modes de liaison
1.8.2 Classification par résistance :
Les assemblages sont répartis dans trois catégories en fonction de leur moment résistant. Ils sont soit
pleinement résistants si leur moment résistant dépasse le moment résistant plastique de tous les
éléments assemblés, soit nominalement articulés si leur moment résistant n’excède pas 25 % du
moment résistant exigé pour un assemblage à résistance complète et à condition qu’ils possèdent
également une capacité de rotation suffisante, soit partiellement résistants s’ils ne répondent pas aux
critères des deux autres catégories. [12]
Figure 1.19: Limites de la classification des assemblages par résistance
99
 Assemblage à pleine résistance :
Un assemblage à résistance complète est un assemblage qui possède une résistance plus grande que la
résistance de la poutre assemblée. Dans ce cas, la déformation plastique est supposée se former dans la
poutre assemblée. L’assemblage est considéré à résistance complète si :
(Avec vérification de la capacité de rotation)

1.2 (sans vérification de la capacité de rotation)
Où désigne le moment résistant de calcul de l’assemblage et le moment plastique de calcul

de la poutre assemblée.
La rigidité de l’assemblage doit être telle qu’aucune des capacités de rotation des rotules plastiques
nécessaires ne soit dépassée sous les charges de calcul.
Figure 1.20: Assemblages à pleine résistance
 Assemblage à résistance partielle :

Un assemblage à résistance partielle représente la solution intermédiaire. L’assemblage doit posséder
une capacité de rotation suffisante pour assurer la formation de la rotule plastique. L’assemblage est
considéré à résistance partielle si :
0,25
Un assemblage qui ne satisfait pas les critères donnés pour un assemblage à résistance complète ou
pour un assemblage nominalement articule.
 Assemblage articulé :
Il convient qu’un assemblage nominalement articulé soit de transmettre les efforts sans développer de
moment significatif susceptible, il soit capable de supporter les rotations résultant de l’effet des
charges de calcul.
La capacité de rotation d’un assemblage de type articulé doit être suffisante pour permettre la
formation de toutes les rotules plastiques nécessaires sous les charges de calcul.
Un assemblage articulé possède une faible résistance, au maximum 25% de la résistance minimale
requise pour avoir un assemblage résistance complète. [13]
0,25
100
1.8.3 Classification par ductilité (capacité en rotation) :
Les assemblages peuvent être classifiés en fonction de leur ductilité ou capacité de rotation. La
ductilité représente la capacité d’un élément à se déformer dans le domaine plastique sous une
augmentation très faible de l’effort appliqué à l’élément. La ductilité intervient au niveau du matériau,
des sections des éléments, des éléments structuraux et des assemblages. Au niveau global, on peut
parler d’une ductilité structurale, mise en évidence au moyen d’analyses non-linéaires de type « push-
over », ou encore d’analyses dynamiques non-linéaires de type « réponse dans le temps »
La ductilité des assemblages dépend en priorité de la ductilité des composants qui les constituent : la
platine d’extrémité, les boulons, les raidisseurs, les soudures, etc. Cependant, la capacité de rotation
reste toujours une caractéristique difficile à évaluer, à cause du grand nombre de paramètres dont elle
dépend. Par exemple, dans le cas des assemblages par platine d’extrémité, on peut mentionner :
- la façon de distribuer les boulons, leur diamètre et la nuance d’acier des boulons ;
- la façon d’effectuer les soudures entre la poutre et la platine d’extrémité, le matériau de l’électrode,
le type de chanfrein pratiqué ;
- l’épaisseur et la nuance d’acier de la platine d’extrémité ;
- le comportement en cisaillement du panneau d’âme du poteau, également en traction et en

compression locale ;
- la présence éventuelle de raidisseurs horizontaux et/ou diagonaux dans le panneau d’âme du poteau ;
- la nature du chargement et sa vitesse d’application.

Une classification des assemblages selon leur capacité de rotation est toutefois proposée dans la
littérature et qui dépend de la rotation de l’assemblage par rapport à celle de la poutre assemblée. Trois
classes ont été définies à savoir, l’assemblage ductile, l’assemblage semi-ductile et l’assemblage
fragile, voir figure 1.21. Le comportement ductile est caractérisé par une courbe moment-rotation avec
un plateau étendu qui indique généralement l'apparition de déformations plastiques avant la rupture.
Le comportement fragile est caractérisé par une rupture, avec une rotation limitée, généralement sans
déformation plastique. Enfin, le comportement semi-ductilité se situe entre le comportement fragile et
le comportement ductile.
Figure 1.21: Classification des assemblages par la capacité de rotation
101
1.9 MODELISATION DES ASSEMBLAGES POTEAU-POUTRE :
Le comportement des assemblages affecte le comportement global des structures. La prise en

compte du comportement des assemblages permet d’avoir différents types de modèles de structures à
savoir les structures simples, continues et semi-continues correspondant respectivement aux modèles
d’assemblages articulés, rigides et semi-rigides.
Actuellement, dans la pratique courante, les assemblages sont considérés dans le calcul des structures
comme rigides ou articulés. A cet effet, ils doivent être calculés pour satisfaire les Classifications des
assemblages rigides ou articulés. Réellement, les assemblages sont semi-rigides. [8]
Tableau 1.14: Modélisation des assemblages dans l’analyse des structures en acier
Analyse globale Classification de l’assemblage

Elastique Nominalement articulé Rigide Semi-rigide
Rigide- plastique Nominalement articulé Pleine résistance Résistance partielle
Semi-rigide et résistance partielle
Elastique plastique Nominalement articulé Rigide et pleine Semi-rigide et pleine résistance
résistance Rigide et résistance partielle
Modélisation de Articulé Continu Semi-continu
structure
Dans un assemblage poutre-poteau bilatérale, il convient de modéliser chaque assemblage sous forme
d’un ressort rotationnel séparé, chaque ressort possédant une loi moment –rotation prenant en compte
le comportement de panneau d’âme en cisaillement ainsi que l’influence des attaches concernées.
Figure 1.22: Modélisation de l’assemblage
Il convient de calculer l’effort résultant Vwp,Ed dans le panneau d’âme comme suit :
Vwp,Ed = ( - )/z –( - )/2
102
Figure 1.23: Sollicitations agissant sur le panneau d’âme au niveau des attaches
Pour la détermination du moment résistant et de la rigidité en rotation de chacun des assemblages, il

convient de prendre en compte l’influence éventuelle du panneau d’âme en cisaillement au moyen
des paramètres de transformation et .
Valeur du paramètre de transformation Our l’assemblage droit, ours l’assemblage gauche.
Figure 1.24: Sollicitations agissant dans l’assemblage
Sachant que :
= |1 – Mj,b2,Ed ⁄ Mj,b1,Ed 2
= |1 – Mj,b1,Ed ⁄ Mj,b2,Ed | 2
1.10 RENFORCEMENT L’ASSEMBLAGE :
a / Les raidisseurs transversaux de poteau : Ils sont soudés, au niveau des semelles en zones
tendue et comprimée du poteau (Figure 1.25a) pour augmenter la rigidité et la résistance de l'âme du
poteau en traction et en compression et de la semelle du poteau en flexion.
b / Les renforcements par contre-plaque : Ce sont des platines boulonnées contre la semelle du
poteau en recouvrant au moins deux rangées de boulons dans la zone tendue de l'assemblage (Figure
1.25 c) Elles permettent d’augmenter la résistance de la semelle du poteau pour certains modes de
ruine ainsi que la rigidité.
103
c / Les doublures d'âme : une doublures d’âme, soudée sur tout son pourtour (Figure 1.25d) est
utilisée pour augmenter la résistance de l'âme du poteau vis-à-vis de la traction, de la compression et
du cisaillement. .[12]
Figure 1.25: Moyens de renforcement des assemblages selon l'EC3
CONCLUSION :
D'une manière générale, la construction métallique et les avantages qu’elle offre ne sont plus
À démontrer, les problèmes apparaissent le plus souvent au niveau des assemblages de type poutre-
poteau. C’est la raison pour laquelle cet aspect est largement développé dans le chapitre, en présentant
les différents types d’assemblage et leur comportement, les paramètres qui peuvent influencer ce
comportement et, à la fin du chapitre une description d’assemblage poteau poutre par platine
d’extrémité.
C’est ainsi que nous avons souhaité étudier les assemblages métalliques de type pied de poteau en
détail .La modélisation de ces derniers par logiciel de calcul (IDEA STATICA.10), constituera
l’objectif principal de notre travail.
104
Chapitre 2 Exemple de l’analyse de rigidité du pied poteau
2.1 INTRODUCTION :
L’étude de la rigidité des assemblages être menée sous plusieurs modèle d’assemblage, à savoir le
Paramétrée et la distribution de chargement des modelés. Ce chapitre a comme objectif de
déterminer la rigidité et la capacité de résistance de l’assemblage pied de poteaux en acier boulonnée
par platine d’extrémité.
Le comportement des connections pied de poteaux en acier peut être représenté en pratique par son
comportement en flexion qui témoigne surtout de la relation du moment – rotation (M – ϕ). Ce
comportement n'est pas linéaire même à des niveaux de charge faible. En fait, les courbes moment-
rotation représentent le résultat d'une interaction très complexe entre les aspects élémentaires
constituant la liaison.
2.2 DESCRIPTION DES ASSEMBLAGES :
Cette parie du chapitre présenter une étude de le comportement du moment – rotation (M – ϕ)

d’assemblage pied de poteaux par plaque d'extrémité, soumis à des charges cycliques ou monotones.
On fait cette analyse par logiciel IDEA STATICA.
Le compartiment étudié est un pied de poteau IPE550 de 3 m de longueur de forme incliné qui se
compose par platine rectangulaire soudée à la base de poteau et fixé à la semelle isolé par des boulons
de diamètre 36mm ,M 36, et classe 6.8 , le poteau est fixé par des raidisseurs comme il est illustré la
figure (2.1) ci-dessous.
Figure 2.1: Assemblage de pied de poteaux
107
Tableau 2.1: Caractéristique de poteau IPE 550
poteau poids section dimension caractéristique

P(kg/m) Acm² h b mm m4 m4 cm
mm mm cm3 cm3 cm
IPE550 106 134,4 550 210 17,2 67120 72,34 2787 400,5 22,35 4,45
2.2.1 Description de la fondation :
La semelle isolé quand on a assemblé par le poteau leur caractéristique comme de tableau suivant :
Tableau 2.2: Caractéristiques mécaniques de fondation
Valeur Unité
Dimension 1210 x 1610 mm
Hauteur 900 mm
Type de boulon m36 ;6.8 mm
Longueur d’ancrage 500 mm
2.2.2 Propriétés mécaniques des matériaux des essais :
La nuance d’acier utilisée pour les poteaux, les platines et les raidisseurs de platine est S275 (Fu= 430
MPa), la masse volumique de béton est c 25/30MPa.
Tableau 2.3: Caractéristiques mécaniques des boulons de l’assemblage
Superficie brut
Nom Type Diameter[mm] Fu [MPa] [mm²]
Boulon ordinaire M36 6.8 36 600.0 1018
 Les efforts de l’analyse :

Voilà les déférentes forces quand nous avons obtenu par la distribution des charges sur la structure
modélisé par différente combinaison le tableau suivant capitulé les résultats :
Tableau 2.4: Les résultats des forces (N,V,M)

Combinaison poteau N[KN] Vy[KN] Vz Mx[KNm] My[KNm] Mz[KNm]
[KN]
ELS IPE550 -96,5 -0,2 -87,2 0 ,0 208,9 -0,5
G+Q+Ex IPE550 -73 ,8 -1,2 -43 ,1 0 ,0 60,1 -3,1
G+Q+Ey IPE550 -66,5 -1,7 -68 0 ,0 175,4 -4,4
G+Q-Ex IPE550 -119,2 0,8 -131,2 0 ,0 357,7 2,1
G+Q-Ey IPE550 -126,5 1,3 -106,4 -0 ,1 242,3 3,3
0,8G+Ex IPE550 -29,2 -1,1 -2,9 0 ,0 -36,5 -2,9
0,8G-Ey IPE550 -81,8 1,4 -66,2 -0 ,1 145,7 3,5
0,8G+Ey IPE550 -21,9 -1,7 -27,8 0 ,0 78,9 -4,1
0,8G-Ex IPE550 -74,5 0,9 -91 0 ,0 261,1 2,3
(1,35G+1,5Q+0,9S) IPE550 -147,3 -0,4 -160,6 0 ,0 386,6 -1
(1,35G+1,5Q+0,9S+0,9WX) IPE550 92,2 1 81,6 0 ,0 -274,5 2,5
108
(1,35G+1,5Q+0,9S+0,9Wy) IPE550 -126,7 0,5 -133,2 0 ,0 323,9 1,4

(1,35G+1,5Q+0,9WX+1,05Q) IPE550 -126,5 0,3 -128,1 0 ,0 294,8 0,8
(1,35G+1,5Q+0,9WY+1,05Q) IPE550 -49,9 1,7 -84,4 0 ,0 221 4,3
(1,35G+1,5S+1,05Q) IPE550 -186,2 -0,5 -173,5 0,0 418,6 -1,2
(1,35G+1,5WX+0,9S+1,05Q) IPE550 -0,8 0 ,2 6,3 0,0 -78,8 0,3
(1,35G+1 ,5WX+1,05Q) IPE550 -21,2 1,1 -33,4 0,0 55,1 2,7
(1,35G+1,5Wy+0,9S+1,05Q) IPE550 -80,8 1,2 -102,2 0,0 251,4 3,1
(1,35G+1 ,5WX+1,05Q) IPE550 +41,5 1,3 -63,6 0,0 157,1 3,4
ELU IPE550 -135 -0,3 -122 0,0 292,2 -0,7
2.3. RESULTATS D’ANALYSE NUMERIQUES :
Dans cette partie la classification de l’assemblage pied de poteau est obtenue par déférente
chargement des efforts, avec déférente combinaison de charge, les résultats obtenue est présenter par
des graphes no linéaire de moment - rotation (M – ϕ) par les trois axe globale de l’assemblage les
tableaux et les figures ci-dessous récapituler les résultats :
Tableau 2.5:Résultat de rigidité suivant tous les combinaisons
Poteau M Combinaison Mj,Rd Sj,ini Φc L Sj,R Sj,P Class.

[kNm] [MNm/ [mrad] [m] [MN [MN
rad] m/rad m/rad
] ]
IPE550 Mx ELS 0,0 0,0 20.9 9.0 / / /
0
IPE550 My ELS 959,6 162.1 65.4 9.0 372.8 7.5 Semi-
0 rigid
IPE550 Mz ELS 2,4 7.9 -76.3 1.5 88.9 1.8 Semi-
0 rigid
IPE550 Mx ELU -0,1 0,0 21 9.0 / / /
0
IPE550 My ELU 957.6 163.0 65.3 9.0 372.8 7.5 Semi-
0 rigid
IPE550 Mz ELU 2,4 8.3 73.7 1.5 88.9 1.8 Semi-
0 rigid
IPE550 Mx G+Q+Ex 0,0 0,0 33.6 9.0 / / /
0
IPE550 My G+Q+Ex 919.8 201.0 36.7 9.0 Semi-
0 372.8 7.5 rigid
IPE550 Mz G+Q+Ex 48.0 6.9 -109.3 1.5 88.9 1.8 Semi-
0 rigid
IPE550 Mx 0,1 0,0 29.0 9.0 / / /
G+Q+Ey
0
IPE550 My G+Q+Ey 885.9 158.1 48.0 9.0 372.8 7.5 Semi-
0 rigid
IPE550 Mz G+Q+Ey 22.0 7.6 -126.3 1.5 88.9 1.8 Semi-
0 rigid
IPE550 Mx -0,1 0,0 -27.1 9.0 / / /
G+Q-Ex
0
IPE550 My G+Q-Ex 926.8 157.3 53.6 9.0 372.8 7.5 Semi-
0 rigid
IPE550 Mz G+Q-Ex 5.4 8.6 109.4 1.5 88.9 1.8 Semi-
0 rigid
IPE550 Mx -0,2 0,0 -30.0 9.0 / / /
G+Q-Ey
0
IPE550 My G+Q-Ey 937.7 165.2 47.1 9.0 372.8 7.5 Semi-
109
0 rigid
IPE550 Mz G+Q-Ey 12.8 7.9 114.3 1.5 88.9 1.8 Semi-
0 rigid
IPE550 Mx 0,0 0,0 13.5 9.0 / / /
0,8G+Ex
0
IPE550 My 0,8G+Ex -599.3 120.6 -128.3 9.0 372.8 7.5 Semi-
0 rigid
IPE550 Mz 0,8G+Ex -47.7 6.6 -378.0 1.5 88.9 1.8 Semi-
0 rigid
IPE550 Mx -0.1 0,0 -30.3 9.0 / / /
0,8G-Ey
0
IPE550 My 0,8G-Ey -913.8 165.7 45.4 9.0 372.8 7.5 Semi-
0 rigid
IPE550 Mz 0,8G-Ey 22.2 7.4 118.8 1.5 88 .9 1.8 Semi-
0 rigid
IPE550 Mx 0.1 0,0 28.2 9.0 / / /

0,8G+Ey
0
IPE550 My 0,8G+Ey 801.3 153.1 48.8 9.0 372.8 7.5 Semi-
0 rigid
IPE550 Mz 0,8G+Ey 41.9 7.0 -138.8 1.5 88.9 1.8 Semi-
0 rigid
IPE550 Mx 0,0 -27.5 9.0 / / /
0,8G-Ex -0.1
0
IPE550 My 0,8G-Ex 911.8 154.5 51.5 9.0 372.8 7.5 Semi-
0 rigid
IPE550 Mz 0,8G-Ex 8.1 8.1 123.3 1.5 88.9 1.8 Semi-
0 rigid
IPE550 Mx 0,0 21.3 9.0 / / /
(1,35G+1,5Q+0,9S) -0.1
0
IPE550 My (1,35G+1,5Q+0,9S) 951.6 163.7 63.3 9.0 372.8 7.5 Semi-
0 rigid
IPE550 Mz (1,35G+1,5Q+0,9S) 2.6 8.8 -72.5 1.5 88.9 1.8 Semi-
0 rigid
IPE550 Mx (1,35G+1,5Q+0,9S+0,9WX) 0.1 0,0 -26.8 9.00 / / /
IPE550 My (1,35G+1,5Q+0,9S+0,9WX) -886.9 149.0 -57.6 9.00 372.8 7.5 Semi-

rigid
IPE550 Mz (1,35G+1,5Q+0,9S+0,9WX) -8.1 8.2 132.2 1.50 88.9 1.8 Semi-
rigid
IPE550 Mx (1,35G+1,5Q+0,9S+0,9Wy) -0.1 0,0 -27.3 9.0 / / /
0
IPE550 My (1,35G+1,5Q+0,9S+0,9Wy) -950.6 162.1 55.7 9.0 372.8 7.5 Semi-
0 rigid
IPE550 Mz (1,35G+1,5Q+0,9S+0,9Wy) 4.1 8.4 98.2 1.5 88.9 1.8 Semi-
0 rigid
IPE550 Mx (1,35G+1,5S+0,9WX+1,05 0.0 0,0 -23.2 9.0 / / /
Q) 0
IPE550 My (1,35G+1,5S+0,9WX+1,05 964.6 164.7 61.5 9.0 372.8 7.5 Semi-
Q) 0 rigid
IPE550 Mz (1,35G+1,5S+0,9WX+1,05 2.7 8.3 79.1 1.5 88.9 1.8 Semi-
Q) 0 rigid
IPE550 Mx (1,35G+1,5S+0,9Wy+1,05 0.0 0,0 -28.4 9.0 / / /
Q) 0
IPE550 My (1,35G+1,5S+0,9Wy+1,05 903.9 159.1 46.3 9.0 372.8 7.5 Semi-
Q) 0 rigid
IPE550 Mz (1,35G+1,5S+0,9Wy+1,05 18.2 7.8 119.3 1.5 88.9 1.8 Semi-
Q) 0 rigid
110
IPE550 Mx (1,35G+1,5S+1,05Q) -0.1 0,0 21.6 9.0 / / /

0
IPE550 My (1,35G+1,5S+1,05Q) 949.7 163.9 63.4 9.0 372.8 7.5 Semi-
0 rigid
IPE550 Mz (1,35G+1,5S+1,05Q) 2.7 9.0 -73.3 1.5 88.9 1.8 Semi-
0 rigid
IPE550 Mx (1,35G+1,5WX+0,9S+1,05 0.0 0,0 -21.6 9.0 / / /
Q) 0
IPE550 My (1,35G+1,5WX+0,9S+1,05 -795.4 131.6 -130.4 9.0 372.8 7.5 Semi-
Q) 0 rigid
IPE550 Mz (1,35G+1,5WX+0,9S+1,05 -3.3 7.2 198.3 1.5 88.9 1.8 Semi-
Q) 0 rigid
IPE550 Mx (1,35G+1,5WX+1,05Q) 0.0 0.0 -33.2 9.0 / / /
0
IPE550 My (1,35G+1,5WX+1,05Q) 897.9 182.5 39.4 9.0 372.8 7.5 Semi-
0 rigid
IPE550 Mz (1,35G+1,5WX+1,05Q) 43.7 6.9 114.5 1.5 88.9 1.8 Semi-
0 rigid
IPE550 Mx (1,35G+1,5WY+0,9S+1,05 0,0 -29.0 9.0 / / /
0.0
Q) 0
IPE550 My (1,35G+1,5WY+0,9S+1,05 928.7 47.7 9.0 372.8 7.5 Semi-
160.5
Q) 0 rigid
IPE550 Mz (1,35G+1,5WY+0,9S+1,05 11.4 8.0 118.6 1.5 88.9 1.8 Semi-
Q) 0 rigid
IPE550 Mx 0,0 -28.9 9.0 / / /
(1,35G+1,5WY+1,05Q) 0.0
0
IPE550 My 900.9 46.6 9.0 372.8 7.5 Semi-
(1,35G+1,5WY+1,05Q) 159.4
0 rigid
IPE550 Mz 19.4 7.5 121.1 1.5 88.9 1.8 Semi-
(1,35G+1,5WY+1,05Q)
0 rigid
IPE550 Mz 19.4 7.5 121.1 1.5 88.9 1.8 Semi-
(1,35G+1,5WY+1,05Q)
0 rigid
Figure 2.2: Diagramme de rigidité Mx – ϕz G+Q+Ex
111
Figure 2.3 Diagramme de rigidité My – ϕz G+Q+Ex
Figure 2.4: Diagramme de rigidité Mz – ϕz G+Q+Ex
112
Solon les tableaux précédent nous observer que la classification de l’assemblage de pied de poteaux
est classée comme semi rigide, et la valeur la plus grande se trouve dans l’axe y (My).
La première partie des courbes correspond à la phase du comportement élastique entre l’origine et le
point où les premières plastifications se produisent. La deuxième partie, non rectiligne, est due à la
non-linéarité de comportement dans l’assemblage. Par cette combinaison G+Q+Ex on trouve la valeur
de la rigidité initiale la plus grande qu’est égale 201(MNm/rad)
Remarque :
Dans cette étude numérique, l’exemple quand on a modélisé, est caractérisé essentiellement par la
compression du poteau au niveau de la fondation.
Les résultats de cette étude numérique de classification de l’assemblage est classée comme semi rigide
il faut toujours assure la rigidité de l’assemblage et renforcer le pour obtenir un bon assemblage
rigide.
113
Chapitre 2 Analyse de rigidité du pied poteau
CONCLUSION :
Ce travail nous a permis de nous familiariser avec les notions de base d’un calcul de résistance au
assemblage et mieux apprécier les dangers que représentent un ruine d’assemblage des éléments
porteur pied de poteau ou poteau-poutre sur les vies humaines ainsi que sur leurs biens. Ceci
permettra sans aucun doute d’agir d’une manière efficace afin de prédire de façon précise le
comportement de moment et de rotation de l’assemblage c.à.d. définir le mécanisme de ruine de
l’assemblage d’un bâtiment et de connaître exactement son niveau de sécurité structurelle pour adopter
des solutions réfléchies.
Une étude paramétrique a été menée par les programmes élaborés en termes de comportement de
moment- rotation de l’assemblage maximum en fonction du l’angle de rotation ϕ par le programme
IDEA STATICA.
Le but de cet exemple est de présenter l’importance de la rigidité d’un assemblage dans un système
structurel, où l’ingénieur assume toujours les mêmes conditions dans n’importe quelle structure et ce,
en considérant que les nœuds est soit articulé ou encastré, ces deux approches ne reflètent pas toujours
la réalité d’où l’exemple illustré ci-avant.
Bien qu’il soit renforcé dans tous les directions, mais sa rotation était suffisamment considérable pour
qu’il soit classifié comme semi-rigide.
L’étape suivante est d’estimer cette rigidité est de l’introduire dans le programme de calcul pour revoir
la distribution exacte des efforts dans la structure.
114
CONCLUSION GENERALE
L'étude de ce projet est notre première vraie épreuve avant de s'engager dans la vie professionnelle.
Ce mémoire nous a permis d’un côté d’assimiler les différentes techniques et logiciel de calcul des
structures, ainsi que la réglementation régissant les principes de conception et de calcul des ouvrages
dans le domaine du bâtiment.
Ce travail a pour objet de dimensionner une salle de conférence de forme coupole de grande
importance en charpente métallique qui doit être économique et résistant à la fois, cela n’est réalisable
que dans le cas d’une bonne conception. Nous avons étés confrontés à plusieurs difficultés, dont on
cite :
 Les contraintes architecturales et la forme irrégulière de la structure.

 La difficulté d’étudie le vent en raison de la forme irrégulier qui à conduite à l’utilisation
d’un nouveau EUROCOD 1.
 La complexité de la modélisation de la structure nous a obligés à apprendre et utilisé des
nouvelles techniques pour modéliser le.
L’étude dynamique en zone sismique a été faite par la méthode modale spectrale ; on a modélisé la
structure en utilisant le logiciel «CSI ETABS 2018 ». Après plusieurs tâtonnements et pour arriver à
un model final vérifié on a opté pour des poteaux en I de IPE 550 et des palées de stabilité en X.
La conception et le calcul des assemblages revêtent en construction métallique d’une importance

équivalente à celle du dimensionnement des éléments pour la sécurité finale de la structure ; le calcul
des assemblages est fait manuellement et en utilisant le logiciel «Autodesk Robot structural analysis
2018 ».
Le choix du type de fondation dépend de la nature du sol et du volume des charges prévenant de la
structure, ont était faites par la méthode classique (manuellement).
La deuxième partie été consacré à l’étude du comportement de la rigidité des assemblages dans la
structures métallique Ce travail nous a permis de nous familiariser avec les notions de base d’un calcul
de résistance au assemblage et mieux apprécier les dangers que représentent un ruine d’assemblage
des éléments porteur pied de poteau ou poteau-poutre sur les vies humaines ainsi que sur leurs biens.
Ceci permettra sans aucun doute d’agir d’une manière efficace afin de prédire de façon précise le
comportement de moment de rotation de l’assemblage se veut dire le mécanisme de ruine
d’assemblage d’un bâtiment et de connaître exactement son niveau de sécurité structurelle pour
adopter des solutions réfléchies.
Une étude paramétrique a été menée par les programmes élaborés en termes de comportement de
moment rotation d’assemblage maximum en fonction du l’angle de rotation ϕ par programme IDEA
STATICA.et nous avons conclu que :
 La rigidité des assemblages est très un portante pour assurer la résistance des assemblage il
faut toujours renforcer l’assemblage par des raidisseurs et par platine d’extrémité.
Référence bibliographiques :
D.T.R. C 2- 4.7 : Règlement neige et vent [RNV 99] MINISTERE DE L'HABITAT

ET DE L’URBANISME, (Algérie).
EUROCODE 1 : Actions sur les structures -Partie 1-4 : Actions générales - Actions du
vent.
EUROCODE 1 : Actions sur les structures -Partie 1-1 : Actions générales – Poids
volumiques, poids propres, charges d’exploitation des bâtiments.
Règles parasismiques Algériennes [RPA 99 version 2003] MINISTERE DE
L'HABITAT ET DE L’URBANISME, (Algérie).
Règle de conception et de calcul des structures en acier [CCM 97] MINISTERE DE
L'HABITAT ET DE L’URBANISME, (Algérie).
EUROCODE 3 : Calcul des éléments résistants d’une construction métallique.
Editions : EYROLLES, PARIS, juillet 1996.
BAEL 91 révisées 99 : Règles techniques de conception et de calcul des ouvrages et des

constructions en béton armé.
NF 1993-1-8 :2005 EUROCODE 3, Calcul des structure en acier partie1-8 :calcul des
assemblages
GEUZAINE,M Nouvelle approche de la classification par rigidité des assemblages
poutre-colonne en construction métallique. Mémoire de Master, Université de Liège - Faculté
des Sciences Appliquées Année académique 2017-2018.
KOBI.A, MANSOUR.D. Modélisation des assemblages métalliques en zone sismique.

Mémoire de master, Université ABOUBEKR BELKAID – TLEMCEN Tlemcen Faculté de
Technologie Département de Génie Civil.juin2015.
Livre ‘Calcul des structures métalliques selon L’EUROCODE 3. (Jean MOREL)
MAROUF.S. Modélisation des assemblages poteaux poutres dans les structures

métalliques. Mémoire de master, Université ABOUBEKR BELKAID – TLEMCEN Faculté
de Technologie Département de Génie Civil. Octobre 2014.
ABIDELAH ANIS.M. Calcul des assemblages en acier poutre-poteau boulonnés par

platine d’extrémité ‘’Application de l’approche de l’Eurocode 3’’.Mémoire de master ,
Etablissement de rattachement USTOMB. Faculté de D'ARCHITECTURE ET DE GENIE
CIVIL Département de GENIE CIVIL
ANNEXE A
ANNEXE B
ANNEXE C
Autodesk Robot Structural Analysis Professional 2018

Calcul de l'Encastrement Poutre-Poutre
Ratio
NF EN 1993-1-8:2005/NA:2007/AC:2009 0,85
FLEXION AU CONTACT DE LA PLAQUE AVEC L'ELEMENT ASSEMBLE

Wpl = 2787,01 [cm3] Facteur plastique de la section EN1993-1-1:[6.2.5]
Mcb,Rd = Wpl fyb / M0
Mcb,Rd = 766,43 [kN*m] Résistance de calcul de la section à la flexion EN1993-1-1:[6.2.5]
AILE ET AME EN COMPRESSION
Mcb,Rd = 766,43 [kN*m] Résistance de calcul de la section à la flexion EN1993-1-1:[6.2.5]
hf = 533 [mm] Distance entre les centres de gravité des ailes [6.2.6.7.(1)]
Fc,fb,Rd = Mcb,Rd / hf
Fc,fb,Rd = 1438,49 [kN] Résistance de l'aile et de l'âme comprimées [6.2.6.7.(1)]
LONGUEURS EFFICACES ET PARAMETRES - PLATINE D'ABOUT
TABLEAU RECAPITULATIF DES EFFORTS
Nr hj Ftj,Rd Ft,fc,Rd Ft,wc,Rd Ft,ep,Rd Ft,wb,Rd Ft,Rd Bp,Rd
1 533 226,08 - - 226,08 456,34 226,08 586,30
2 453 226,08 - - 226,08 456,34 226,08 586,30
3 373 189,50 - - 226,08 456,34 226,08 586,30
4 293 207,79 - - 226,08 456,34 226,08 586,30
5 213 207,79 - - 226,08 456,34 226,08 586,30
6 133 207,79 - - 226,08 456,34 226,08 586,30
7 53 226,08 - - 226,08 456,34 226,08 586,30
RESISTANCE DE L'ASSEMBLAGE A LA TRACTION Nj,Rd
Nj,Rd = ∑ Ftj,Rd
Nj,Rd = 1491,11 [kN] Résistance de l'assemblage à la traction [6.2]
Nb1,Ed / Nj,Rd ≤ 1,0 0,12 < 1,00 vérifié (0,12)
RESISTANCE DE LA RANGEE DE BOULONS N° 1
TABLEAU RECAPITULATIF DES EFFORTS
Nr hj Ftj,Rd Ft,fc,Rd Ft,wc,Rd Ft,ep,Rd Ft,wb,Rd Ft,Rd Bp,Rd
1 533 226,08 - - 226,08 456,34 226,08 586,30
2 453 192,17 - - 226,08 456,34 226,08 586,30
3 373 158,27 - - 226,08 456,34 226,08 586,30
4 293 124,36 - - 226,08 456,34 226,08 586,30
5 213 90,46 - - 226,08 456,34 226,08 586,30
6 133 56,55 - - 226,08 456,34 226,08 586,30
7 53 22,65 - - 226,08 456,34 226,08 586,30
RESISTANCE DE L'ASSEMBLAGE A LA FLEXION Mj,Rd
Mj,Rd = ∑ hj Ftj,Rd
Mj,Rd = 331,40 [kN*m] Résistance de l'assemblage à la flexion [6.2]
Mb1,Ed / Mj,Rd ≤ 1,0 0,72 < 1,00 vérifié (0,72)
Vérification de l'interaction M+N
Mb1,Ed / Mj,Rd + Nb1,Ed / Nj,Rd ≤ 1 [6.2.5.1.(3)]
Mb1,Ed / Mj,Rd + Nb1,Ed / Nj,Rd 0,85 < 1,00 vérifié (0,85)
Résistance de l'assemblage au cisaillement
v = 0,60 Coefficient pour le calcul de Fv,Rd [Tableau 3.4]
Lf = 0,93 Coefficient réducteur pour les assemblages longs [3.8]
Fv,Rd = 89,27 [kN] Résistance d'un boulon au cisaillement [Tableau 3.4]
Ft,Rd,max = 113,04 [kN] Résistance d'un boulon à la traction [Tableau 3.4]
Fb,Rd,int = 259,20 [kN] Résistance du boulon intérieur en pression diamétrale [Tableau 3.4]
Fb,Rd,ext = 252,96 [kN] Résistance du boulon de rive en pression diamétrale [Tableau 3.4]
Nr Ftj,Rd,N Ftj,Ed,N Ftj,Rd,M Ftj,Ed,M Ftj,Ed Fvj,Rd
1 226,08 28,13 226,08 163,58 191,72 70,40
2 226,08 28,13 192,17 139,05 167,19 84,23
3 189,50 23,58 158,27 114,52 138,10 100,64
4 207,79 25,86 124,36 89,99 115,84 113,20
5 207,79 25,86 90,46 65,45 91,31 127,03
6 207,79 25,86 56,55 40,92 66,78 140,87
7 226,08 28,13 22,65 16,39 44,52 153,43
Ftj,Rd,N – Résistance d'une rangée de boulons à la traction pure
Ftj,Ed,N – Effort dans une rangée de boulons dû à l'effort axial
Ftj,Rd,M – Résistance d'une rangée de boulons à la flexion pure
Ftj,Ed,M – Effort dans une rangée de boulons dû au moment
Ftj,Ed – Effort de traction maximal dans la rangée de boulons
Fvj,Rd – Résistance réduite d'une rangée de boulon
Ftj,Ed,N = Nj,Ed Ftj,Rd,N / Nj,Rd
Ftj,Ed,M = Mj,Ed Ftj,Rd,M / Mj,Rd
Ftj,Ed = Ftj,Ed,N + Ftj,Ed,M
Fvj,Rd = Min (nh Fv,Ed (1 - Ftj,Ed/ (1.4 nh Ft,Rd,max), nh Fv,Rd , nh Fb,Rd))
Vj,Rd = nh ∑1n Fvj,Rd [Tableau 3.4]
Vj,Rd = 789,80 [kN] Résistance de l'assemblage au cisaillement [Tableau 3.4]
Vb1,Ed / Vj,Rd ≤ 1,0 0,14 < 1,00 vérifié (0,14)
Résistance des soudures

Aw = 94,96 [cm2] Aire de toutes les soudures [4.5.3.2(2)]
Awy = 46,06 [cm2] Aire des soudures horizontales [4.5.3.2(2)]
Awz = 48,90 [cm2] Aire des soudures verticales [4.5.3.2(2)]
Iwy = 41744,41 [cm4] Moment d'inertie du système de soudures par rapport à l'axe horiz. [4.5.3.2(5)]
max=max = -123,37 [MPa] Contrainte normale dans la soudure [4.5.3.2(6)]
= = -114,63 [MPa] Contraintes dans la soudure verticale [4.5.3.2(5)]
II = 23,10 [MPa] Contrainte tangentielle [4.5.3.2(5)]
w= 0,85 Coefficient de corrélation [4.5.3.2(7)]
[max2 + 3*(max2)] ≤ fu/( w*M2) 246,74 < 381,18 vérifié (0,65)
[2 + 3*(2+II2)] ≤ fu/( w*M2) 232,72 < 381,18 vérifié (0,61)
 ≤ 0.9*fu/M2 123,37 < 291,60 vérifié (0,42)
Assemblage satisfaisant vis à vis de la Norme Ratio 0,85

Autodesk Robot Structural Analysis Professional 2018
Calcul du Pied de Poteau encastré
Eurocode 3: NF EN 1993-1-8:2005/NA:2007/AC:2009 + CEB Design Guide: Design of fastenings in Ratio

0,94
concrete
Contrôle de la résistance de l'assemblage

Nj,Ed / Nj,Rd ≤ 1,0 (6.24) 0,10 < 1,00 vérifié (0,10)
ey = 1661 [mm] Excentricité de l'effort axial [6.2.8.3]
zc,y = 344 [mm] Bras de levier FC,Rd,y [6.2.8.1.(2)]
zt,y = 450 [mm] Bras de levier FT,Rd,y [6.2.8.1.(3)]
Mj,Rd,y = 618,08 [kN*m] Résistance de l'assemblage à la flexion [6.2.8.3]
Mj,Ed,y / Mj,Rd,y ≤ 1,0 (6.23) 0,78 < 1,00 vérifié (0,78)
ez = 13 [mm] Excentricité de l'effort axial [6.2.8.3]

zc,z = 126 [mm] Bras de levier FC,Rd,z [6.2.8.1.(2)]
zt,z = 183 [mm] Bras de levier FT,Rd,z [6.2.8.1.(3)]
Mj,Rd,z = 23,18 [kN*m] Résistance de l'assemblage à la flexion [6.2.8.3]
Mj,Ed,z / Mj,Rd,z ≤ 1,0 (6.23) 0,16 < 1,00 vérifié (0,16)
Mj,Ed,y / Mj,Rd,y + Mj,Ed,z / Mj,Rd,z ≤ 1,0 0,94 < 1,00 vérifié (0,94)
Cisaillement
PRESSION DU BOULON D'ANCRAGE SUR LA PLAQUE D'ASSISE
CONTROLE DU CISAILLEMENT
Vj,Rd,y = nb*min(F1,vb,Rd,y, F2,vb,Rd, Fv,Rd,cp, Fv,Rd,c,y) + Ff,Rd
Vj,Rd,y = 1946,50 [kN] Résistance de l'assemblage au cisaillement CEB [9.3.1]
Vj,Ed,y / Vj,Rd,y ≤ 1,0 0,02 < 1,00 vérifié (0,02)
Vj,Rd,z = nb*min(F1,vb,Rd,z, F2,vb,Rd, Fv,Rd,cp, Fv,Rd,c,z) + Ff,Rd
Vj,Rd,z = 1946,50 [kN] Résistance de l'assemblage au cisaillement CEB [9.3.1]
Vj,Ed,z / Vj,Rd,z ≤ 1,0 0,06 < 1,00 vérifié (0,06)
Vj,Ed,y / Vj,Rd,y + Vj,Ed,z / Vj,Rd,z ≤ 1,0 0,08 < 1,00 vérifié (0,08)
Contrôle des raidisseurs
Raidisseur parallèle à l'âme (sur le prolongement de l'âme du poteau)
M1 = 43,62 [kN*m] Moment fléchissant du raidisseur

Q1 = 249,27 [kN] Effort tranchant du raidisseur
zs = 103 [mm] Position de l'axe neutre (à partir de la base de la plaque)
Is = 11148,44 [cm4] Moment d'inertie du raidisseur
d = 20,65 [MPa] Contrainte normale au contact du raidisseur et de la dalle EN 1993-1-1:[6.2.1.(5)]
g = 96,73 [MPa] Contrainte normale dans les fibres supérieures EN 1993-1-1:[6.2.1.(5)]
= 55,39 [MPa] Contrainte tengentielle dans le raidisseur EN 1993-1-1:[6.2.1.(5)]
z = 98,14 [MPa] Contrainte équivalente au contact du raidisseur et de la dalle EN 1993-1-1:[6.2.1.(5)]
max (g,  / (0.58), z ) / (fyp/M0) ≤ 1.0 (6.1) 0,46 < 1,00 vérifié (0,46)
Plaque trapézoïdale parallèle à l'âme du poteau
Raidisseur perpendiculaire à l'âme (au milieu de l'âme du poteau)
Soudures entre le poteau et la plaque d'assise

 = 20,31 [MPa] Contrainte normale dans la soudure [4.5.3.(7)]
 = 20,31 [MPa] Contrainte tengentielle perpendiculaire [4.5.3.(7)]
yII = 1,86 [MPa] Contrainte tengentielle parallèle à Vj,Ed,y [4.5.3.(7)]
zII = 1,86 [MPa] Contrainte tengentielle parallèle à Vj,Ed,z [4.5.3.(7)]
W = 0,85 Coefficient dépendant de la résistance [4.5.3.(7)]
 / (0.9*fu/M2)) ≤ 1.0 (4.1) 0,08 < 1,00 vérifié (0,08)
(2 + 3.0 (yII2 + 2)) / (fu/( W*M2))) ≤ 1.0 (4.1) 0,12 < 1,00 vérifié (0,12)
(2 + 3.0 (zII2 + 2)) / (fu/( W*M2))) ≤ 1.0 (4.1) 0,11 < 1,00 vérifié (0,11)
Soudures verticales des raidisseurs

II = 41,55 [MPa] Contrainte tengentielle parallèle [4.5.3.(7)]
z = 217,86 [MPa] Contrainte totale équivalente [4.5.3.(7)]
max (, II * 3, z) / (fu/( W*M2)) ≤ 1.0 (4.1) 0,63 < 1,00 vérifié (0,63)
Soudures horizontales des raidisseurs

max (, II * 3, z) / (fu/( W *M2)) ≤ 1.0 (4.1) 0,50 < 1,00 vérifié (0,50)
Assemblage satisfaisant vis à vis de la Norme Ratio 0,94

ANNEXE D
 Description du logiciel IDEA STATICA
Fenêtre principale d’IDEA STATICA

Ce logiciel nous aidera à concevoir et à vérifier le code d'une nouvelle connexion. Le choix
de la classe de la topologie et de la conception à partir de modèles prédéfinis qui nous permet
de définir centaines types de connexion en quelques secondes. Tous les articles sont
disponibles dans les codes EC, AISC et CISC.

Mémoire Final

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‫الجمهىريت الجشائزيت الذيمقزاطيت الشعبيت‬

RÉPUBLIQUE ALGÉRIENNE DÉMOCRATIQUE ET POPULAIRE

Etude d’une salle de conférence de (700 places) d’une

Préparer par : Encadré par :

.HADJ MIHOUB SIDI MOUSSA Ibtissem Mr.BLHOUCHET Fouzi

.LAIDI Ahlem Mr.AZZAZ Abedsamed

Devant les membres de jury :

: ‫تتٌاول هذٍ الذراسة علً جشئييي أساسييي و هوا كالتالي‬

Tout d’abords, nous tenons à remercier ALLAH le clément et le miséricordieux de

Nous adressons nos profondes reconnaissances et nos chaleureux remerciements à

Nous souhaitons également remercier MM .CHERFA, et tout l’équipe de

Nos sincères remerciements sont réservés à l’ensemble des enseignants du

A Mes chères sœurs : MERIEM, KARIMA, et MA BELL MADINA.

Mon frère unique : MOURADE

A Ma binôme HADJ.MIHOUB.SIDI MOUSA.IBTISSEM que je souhaite tout le

A Tous Mes amis que me connaissent.

A TOUTE la promo DE CONSTRUCTION Métallique 2020 ET MES Collègues en génie

I would like to decicate this project :

To my brothers Sidali and Samir.

To the CSCEC engineer : GOUDILI Ibrahim

Chapitre 2 : Analyse de rigidité du pied poteau

Figure 2.9: Charge du vent, x-direction (Wx) ....................................................................... 21

Eb : Module d’élasticité longitudinale de béton.

E ij : Module d’élasticité instantané.

E vj : Module d’élasticité diffère.

ζ bc : La contrainte limite de service.

fy : Limite d’élasticité d’un acier.

fe : La contrainte limite élastique.

εs : Déformation (allongement) relative de l'acier.

qréf : La pression de référence.

zmax: Hauteur maximale.

zmin : Hauteur minimale.

We : La pression de la vitesse du vent.

Wx : La pression de vent sur les solives.

qdyn : La pression dynamique.

ψλ : Facteur d’effet d’extrémités.

: Coefficient de pression extérieure.

E.L.U : Etat Limite Ultime

E.L.S : Etat Limite de Service.

: Moment résistant plastique.

: Moment résistant élastique.

: Effort tranchant sollicitant.

: Effort tranchant plastique.

: Effort tranchant élastique.

: Moment d’inertie selon l’axe y.

: Moment d’inertie selon l’axe z.

: Moment de résistance plastique.

: Moment critique élastique de déversement.

γ : Coefficient partiel de sécurité.

χ : Coefficient de réduction du flambement.

γM0 : Coefficient de sécurité partiel.

I : Moment d’inertie de la section totale rendue homogène.

W : Poids total de la structure.

D : Facteur d’amplification dynamique.

A : Coefficient d’accélération de zone

R : Coefficient de comportement global de la structure.

T1, T2 : Période caractéristique associée au site.

δeк : Déplacement dû aux forces sismiques.

: Résistance de calcul à la pression diamétrale par boulon.

: Effort de cisaillement de calcul par boulon.