CONSTRUCTION PARASISMIQUE

Introduction à la construction parasismique à l’usage des architectes et ingénieurs

Patricia BALANDIER pour DDE Martinique – SECQUIP – Juillet 2001 - page 1

COURS DE CONSTRUCTION PARASISMIQUE – VOLUME 3

CONSTRUCTION PARASISMIQUE PRINCIPES DE MISE EN OEUVRE

(OUVRAGES A RISQUE NORMAL)

Introduction à la construction parasismique - Structures en béton armé - Structures en maçonnerie - Structures en acier - Structures en bois - Fondations

à l’usage des architectes et ingénieurs

Patricia BALANDIER

Figure 1 – Séisme de Taiwan, 1999. Rupture fragile d’une pile de viaduc. La quantité de matériaux n’est en rien garante de bon comportement sous séisme majeur. Compléments de la bonne conception globale de la structure, les règles de construction et de mise en œuvre visent à éviter la rupture fragile des ouvrages. (Document NISEE – USA)

Introduction à la construction parasismique à l’usage des architectes et ingénieurs

Patricia BALANDIER pour DDE Martinique – SECQUIP – Juillet 2001 - page 2

OBJECTIFS DE LA CONSTRUCTION PARASISMIQUE

- Identification qualitative des comportements recherchés - Optimisation du calcul de dimensionnement par les dispositions

constructives - Traduction réglementaire (actuellement par les règles PS-92).

Introduction à la sismologie appliquée à l’usage des architectes et ingénieurs

Patricia BALANDIER pour DDE Martinique – SECQUIP – Juillet 2001 Page 3/170

INTRODUCTION A LA CONSTRUCTION PARASISMIQUE POUR L’ARCHITECTE ET L’INGENIEUR

(OUVRAGES A RISQUE NORMAL)

1. Introduction, avertissement

2. Structures en béton armé

2.1. Le matériau béton armé 2.1.1. Caractéristiques mécaniques intrinsèques des matériaux 2.1.2. Comportement sous sollicitations cycliques et chocs

2.2. Observations post-sismiques 2.2.1. Ce que l’on veut éviter 2.2.2. Ce que l’on recherche : la ductilité des éléments et celle de

l’ensemble de la structure

2.3. Notions générales communes à toutes les structures de béton armé 2.3.1. Eléments principaux et secondaires 2.3.2. Les zones critiques 2.3.3. Le confinement 2.3.4. Notion de pièces fléchies ou pièces comprimées 2.3.5. Spécifications concernant les matériaux 2.3.6. Forme des éléments de la structure

2.4. Les différents types de structures porteuses 2.4.1. Les ossatures coulées en place

2.4.1.1. Dispositions générales 2.4.1.1.1. Comportement d’ensemble 2.4.1.1.2. Armatures : considérations générales 2.4.1.1.3. Armatures longitudinales 2.4.1.1.4. Armatures transversales 2.4.1.1.5. Dimensions minimales des sections de coffrage 2.4.1.1.6. Positions et dimensions relatives des poteaux et

poutres



2.4.1.2. Les zones critiques 2.4.1.2.1. Principes d’armatures 2.4.1.2.2. Utilisation du béton de fibre pour les zones critiques 2.4.1.2.3. Les pièces dites « courtes »

2.4.1.3. Les poteaux 2.4.1.4. Les poutres 2.4.1.5. Les panneaux de remplissage en maçonnerie

2.4.2. Les voiles coulés en place 2.4.2.1. Comportement global 2.4.2.2. Facteurs de ductilité des voiles 2.4.2.3. Géométrie des voiles selon les PS-92 2.4.2.4. Zones critiques des voiles selon les PS-92 2.4.2.5. Chaînage des voiles selon les PS-92 2.4.2.6. Armatures des voiles en zone sismique

2.4.3. Les structures mixtes portiques – voiles 2.4.3.1. Comportement global 2.4.3.2. Déformations sous l’action sismique

2.4.4. Les structures poteaux – dalles 2.4.5. Les structures travaillant en console verticale 2.4.6. La précontrainte et la construction parasismique

2.4.6.1. Comportement global 2.4.6.2. Améliorer la ductilité d’une pièce précontrainte 2.4.6.3. Chute de précontrainte post-sismique 2.4.6.4. La précontrainte et les PS-92

2.4.7. Le béton armé léger 2.4.8. Les ossatures préfabriquées 2.4.9. Les panneaux porteurs préfabriqués 2.4.10. Les coques

2.5. Dalles et diaphragmes 2.5.1. Comportement global 2.5.2. Règles de construction

2.6. Les coefficients de comportement des structures de béton armé 2.6.1. Choix du coefficient de comportement 2.6.2. Compatibilité de déformation des voiles

2.7. Mise en œuvre des éléments dits « secondaires »



3. Structures en maçonnerie

3.1. Problématique

3.2. Caractéristiques des blocs à maçonner 3.2.1. Les matériaux pris en considération par les PS-92

3.2.1.1. La pierre 3.2.1.2. Les blocs manufacturés creux et pleins

3.3. Observations post-sismiques 3.3.1. Ce que l’on cherche à éviter 3.3.2. Ce que l’on recherche

3.4. Notions générales communes à toutes les structures 3.4.1. Mise en œuvre 3.4.2. Notion de murs porteurs en maçonnerie et de maçonnerie de

remplissage

3.5. La maçonnerie chaînée 3.5.1. Principe de fonctionnement de la structure 3.5.2. définition et localisation des chaînages 3.5.3. Géométrie des murs de contreventement en maçonnerie chaînée 3.5.4. Contreventement horizontal 3.5.5. Contreventement vertical 3.5.6. Disposition en plan des murs d contreventement 3.5.7. Chaînages horizontaux 3.5.8. Chaînages verticaux 3.5.9. Nœuds des chaînages 3.5.10. Encadrement des ouvertures selon les règles en fonction de

leur taille

3.6. La maçonnerie armée 3.6.1. Maçonnerie armée horizontalement 3.6.2. Maçonnerie armée horizontalement et verticalement 3.6.3. Commentaire

3.7. La maçonnerie de remplissage des ossatures

3.8. Dalles et diaphragmes 3.8.1. Conditions de rigidité des planchers 3.8.2. Cas des planchers à poutrelles et entrevous



3.9. Les coefficients de comportement 3.9.1. Calculs et vérification 3.9.2. Le coefficient q

3.10. Les éléments secondaires 3.10.1. Les cloisons de distribution d’épaisseur inférieure ou égale à

10 cm 3.10.2. Les cloisons de distribution d’épaisseur supérieure à 10 cm

4. Structures en acier

4.1. Le matériau acier 4.2. Observations post-sismiques

4.2.1. Ce que l’on veut éviter 4.2.2. Ce que l’on recherche

4.3. Notions générales communes à toutes les structures 4.3.1. Approche générale de la conception des structures métalliques

en zone sismique 4.3.2. Règles de construction applicables aux constructions métalliques 4.3.3. Notion de structures dissipatives ou non dissipatives

4.3.3.1. Structures non dissipatives 4.3.3.2. Structures dissipatives

4.4. Les différents types de structures porteuses 4.4.1. Structures à cadres 4.4.2. Structures contreventées

4.4.2.1. Contreventement centré 4.4.2.1.1. Parc croix de Saint-André 4.4.2.1.2. En V 4.4.2.1.3. En K

4.4.2.2. Contreventement excentré 4.4.3. Structures à cadres et contreventées 4.4.4. Structures à diaphragmes 4.4.5. Structures fonctionnant en consoles verticales 4.4.6. Structures couplées acier et BA 4.4.7. Structures mixtes acier et BA



4.5. Dalles et diaphragmes 4.5.1. Planchers collaborants 4.5.2. Toitures légères

4.6. Les coefficients de comportement

4.7. Spécifications pour les éléments constructifs 4.7.1. Les assemblages entre éléments 4.7.2. Nature et conception des assemblages situés au voisinage des

zones dissipatives 4.7.2.1. Les assemblages soudés 4.7.2.2. Les assemblages boulonnés

4.7.3. Les poteaux 4.7.4. Les poutres 4.7.5. Les barres de contreventement en X 4.7.6. Les barres de contreventement en X

4.8. Les éléments non structuraux

5. Structures en bois

5.1. Le matériau bois 5.1.1. Caractéristiques physico-chimiques du matériau 5.1.2. Classement des bois 5.1.3. Vulnérabilité aux attaques extérieures 5.1.4. Fluage 5.1.5. Protection contre les remontées d’eau 5.1.6. Résistance mécanique 5.1.7. Comportement sous contraintes dynamiques 5.1.8. Produits dérivés

5.1.8.1. Le contreplaqué 5.1.8.2. Les panneaux de particules 5.1.8.3. Le lamellé-collé

5.2. Observations post-sismiques 5.2.1. Ce que l’on veut éviter 5.2.2. Ce que l’on recherche



5.3. Notions générales communes à toutes les structures 5.3.1. Principes généraux 5.3.2. Les assemblages acceptés par les PS-92

5.4. Les différents types de structures porteuses 5.4.1. Principes généraux 5.4.2. Panneaux porteurs 5.4.3. Ossatures traditionnelles 5.4.4. Ossatures en lamellé-collé (généralités)

5.5. Dalles et diaphragmes 5.5.1. Toitures 5.5.2. Planchers

5.6. Les coefficients de comportement et les déformations maximales 5.6.1. Ductilité des structures 5.6.2. Choix du coefficient de comportement 5.6.3. déformations maximales

5.7. Liaisons aux fondations

6. Traitement des sols et fondations

6.1. Rappel sommaire des problèmes de site à prendre en charge avant décision d’implantation d’une construction en zone sismique 6.1.1. Zones de failles 6.1.2. Sols susceptibles de tasser (cas de la liquéfaction) 6.1.3. Instabilité des pentes 6.1.4. Zones de karst et cavités 6.1.5. Identification des caractéristiques dynamiques des sols

6.2. Reconnaissance géotechnique des sols 6.2.1. Généralités 6.2.2. Moyens de reconnaissance 6.2.3. Rapport de sol



6.3. Consolidation des sols 6.3.1. Consolidation statique : injection 6.3.2. Consolidation dynamique 6.3.3. Substitution en surface 6.3.4. Compactage par vibroflotation 6.3.5. Substitution par vibrosubstitution : colonnes balastées 6.3.6. Préchargement 6.3.7. Remplissage – injection des cavités 6.3.8. Clouage des zones faillées

6.4. Généralités sur les systèmes de fondation en zone sismique 6.4.1. Les sollicitations 6.4.2. Les principes constructifs

6.5. Fondations superficielles 6.5.1. Dispositions générales 6.5.2. Construction sur terrain plat 6.5.3. Construction sur terrain en pente

6.6. Fondations profondes 6.6.1. Dispositions générales 6.6.2. Puits 6.6.3. Pieux et barrettes coulés en place 6.6.4. Pieux et barrettes préfabriqués en béton armé 6.6.5. Pieux battus métalliques 6.6.6. Micro-pieux et pieux injectés sous pression

6.7. Dispositions particulières 6.7.1. Equilibrage des fondations par lest 6.7.2. Ancrages passifs

7. Bibliographie

1. Introduction, avertissement



Ce 3° volume du cours de construction parasismique porte sur les principes de mise en œuvre des structures en matériaux traditionnels et différents types de conception pour les ouvrages à risque normal (ORN). Aussi les dispositions constructives des PS-92 seront rappelées dans chacun des chapitres de ce document, éclairées par un commentaire sur le comportement ductile recherché et des illustrations. La compréhension des dispositions constructives qui s’ajoutent aux règles de l’art en zone sismique nécessite des connaissances de base en sismologie appliquée à la construction et en dynamique des structures. Ainsi il est recommandé de se reporter aux volumes 1 et 2 du cours de construction parasismique avant d’aborder celui-ci. Le contenu de ce volume porte sur ce qui différencie les règles de mise en ouvre en zone sismique. Ces règles se substituent ou complètent les règles générales qui ne seront pas rappelées ici. Il traite des matériaux reconnus par les règles PS-92, et faisant ainsi l’objet d’une norme. Pour les autres matériaux, il faut garantir leur comportement sous séisme au cas par cas par des études spécifiques justifiées par l’expérience. PS-92 - § 1.2: Domaine d’application des règles PS-92 (Extrait) • Sont exclus du domaine d’application des présentes règles : les ouvrages réalisés à l’aide de matériaux structuraux ou de systèmes non couverts par les documents normatifs en vigueur. Chaque matériau de construction appelle une stratégie spécifique pour assurer son bon comportement sous séisme. Globalement on peut dire que :

- Pour le béton armé, on recherchera la maîtrise du comportement des éléments constituant la structure en pré-identifiant les types et niveaux de sollicitations et de déformations et celle de la ductilité des zones critiques par la conception du frettage et la disposition des barres longitudinales permettant la formation de rotules plastiques.

- Pour la maçonnerie, on recherchera un comportement rigide, pour limiter les

déformations qui s’accompagnent de la dislocation des blocs et on vérifiera la qualité des liaisons mécaniques du système de chaînage…

- Pour l’acier, on recherchera, au-delà des déformations élastiques admissibles, la

formation de rotules plastiques ayant le meilleur rendement possible à chaque cycle et si possible hors de la structure porteuse (barres de contreventement) et en tout état de cause des poteaux et nœuds d’ossature…

- Pour le bois, on recherchera un travail en flexion limité des pièces qui ne résistent

pas au cisaillement, et on favorisera des assemblages à la fois résistants et autorisant les déformations en fonctionnant comme de multiples amortisseurs…

Un cinquième chapitre traitera des spécificités du traitement des sols des fondations en zone sismique et des traitements de sols qui peuvent s’avérer nécessaires avant l’implantation des ouvrages.



Rappelons que la base de la conception PS des ouvrages à risque normal objets du présent fascicule est l’incursion dans le domaine post-élastique comme facteur déterminant de la chute de contrainte sans perte significative de résistance. Et qu’à ce titre, ce qui sous-tendra les règles de construction sera l’évaluation du coefficient de comportement q. Les règles PS-92 sont établies sur le principe que, pour chaque type de structure et matériau, soit on respecte scrupuleusement les règles de mise en œuvre et de dimensionnement édictées et on peut adopter le coefficient q forfaitaire proposé, soit on s’en écarte et on justifie scientifiquement le coefficient q de la structure par le calcul selon des protocoles scientifiquement établis. PS-92 - § 2.2: Objectifs de comportement (Extrait) • ... il est admis que les structures puissent subir, dans les limites imparties par les présentes règles, des déformations se situant dans le domaine post-élastique.

N-B : Pour éclairer certains propos de ce polycopié, des articles des règles PS-92 sont cités in extenso, partiellement ou résumés. Ces extraits ne sauraient être considérés comme représentatifs de l’ensemble et être utilisés par le concepteur sans une connaissance globale de la « Norme NF P O6-13 » à la lecture de laquelle ils invitent.



2. Structures en béton armé

2.1. Le matériau béton armé

2.1.1. Caractéristiques mécaniques intrinsèques des matériaux

- Le béton Défauts:

Résistance à la traction négligeable Comportement fragile Rapport résistance / masse volumique faible

Qualités: Bonne résistance en compression Grand éventail de qualités obtenues en jouant sur les composants et adjuvants. Facilité de mise en œuvre pour des géométries variées

- Les armatures

Qualités: Peuvent apporter au béton la résistance en traction et la ductilité nécessaires au

bon comportement des éléments de la structure en statique et sous séisme. - Ductilité par l’emploi de nuances dont l’élasticité est limitée. - Ductilité par le choix des sections et leur mise en œuvre.

Limites: Une mise en œuvre « traditionnelle » des armatures (privilégiant les barres

longitudinales de forte section) confère au béton armé une courbe contrainte / déformation très défavorable : la rupture fragile survient brutalement après le dépassement du seuil de contrainte admissible. Ce qui est inacceptable en zone sismique.

2.1.2. Comportement sous sollicitations cycliques et chocs

- Problématique fondamentale de l’adhérence béton – armatures

Les cycles de déformation anélastiques entraînent une réduction de la rigidité et de la résistance des éléments de béton armé, notamment du fait de la dégradation irréversible de l’adhérence acier – béton. Cet affaiblissement est particulièrement sensible en ce qui concerne la résistance aux efforts tranchants, les ruptures correspondantes prenant alors très généralement le caractère de ruptures fragiles. Ainsi toutes les dispositions prises pour assurer la ductilité de la structure peuvent devenir inopérantes.

- Pour une bonne adhérence béton – armatures sous séisme Le béton doit être visqueux au moment de sa mise en œuvre, et non liquide… et encore moins « rallongé » d’eau. Vibrer impérativement le béton pour qu’il se mette en place correctement. Respecter les règles d’enrobage du BAEL! Pas de barres lisses. Pour une section totale équivalente, plutôt plus de barres de moindre diamètre. Du béton, des armatures… et rien d’autre dans le coffrage (ni fourreaux, ni déchets divers!)



EXEMPLES DE BATIMENTS SITUES EN ZONE SISMIQUE DONT LE MATERIAU N’EST « PAS » (OU PLUS) DU BETON « ARME »

Figure 2 – Corrosion d’aciers dont l’enrobage ne respecte pas les dispositions du BAEL en atmosphère corrosive. (Document P. Balandier)

Le béton a éclaté. Les armatures non enrobées et corrodées seront inopérantes en cas de séisme. Attention, le colmatage des éclats, comme il est fréquemment réalisé pour la remise en état des bâtiments ne rend pas leur résistance aux aciers corrodés.

Figure 3 – Béton non vibré : manque de matière et enrobage des aciers non réalisé. (Document P. Balandier)

Le béton et les armatures de cette zone critique ne travailleront pas de façon homogène lors d’un séisme : dans le cas présenté une zone plus vulnérable, amorce de rupture se trouve dans une zone de jonction de poutres sans poteau, plus particulièrement sollicitée par l’action d’un séisme.

Figure 4 – Reprise de bétonnage en tête de poteau. (Document P. Balandier)

De même, la reprise de bétonnage entre un poteau et une poutre

est un lieu privilégié de rupture en raison de la non continuité

physique du matériau béton dont la prise ne s’est pas faite en

même temps dans l’ensemble de la zone critique. Même bien

réalisée, ce qui n’est pas le cas ici, la jonction du béton coulé

après coup sur le béton déjà « tiré » est un point faible, même si

on a continuité des aciers. Il convient d’éviter les reprises de

bétonnage en haut des poteaux, et en général sur les zones

critiques.



2.2. Observations post-sismiques

2.2.1. Ce que l’on veut éviter Les constructions en béton armé ont payé un lourd tribu lors des séismes majeurs du XX° siècle. En général parce qu’elles étaient conçues avec les « audaces » de géométrie permises par les qualités du matériau sous charges statiques, en omettant la problématique des charges horizontales cycliques et la désagrégation du matériau qui en découle. La problématique est encore aggravée en cas de non-respect des règles d’exécution et les tricheries sur le matériau. En ce qui concerne les ossatures préfabriquées, il faut ajouter la problématique de la réalisation de liaisons efficaces entre les éléments préfabriqués.

Figure 5 – Effondrement d’une structure à ossature de béton armé manquant de ductilité. (Document X)

Au-delà des déformations admissibles, le mode de ruine a été « fragile » (Séisme de Kalamata, …)

Figure 6 - Rupture pour mauvaise qualité des matériaux (Séisme de Ceyhan – Misis, 1998 ) (Document P. Balandier) Ici rupture en compression d’un béton de mauvaise composition (dosage, agrégats), à armatures lisses et insuffisamment frettées



Figure 7 – Désagrégation complète de bétons de mauvaise qualité (Séisme de Bhuj, 2001) (Document X).

La tricherie sur les matériaux peut être assimilée à un crime…

Figure 8 – Rupture fragile d’une structure en portiques. (Séisme d’Arménie, 1988) (Document X)

Dans ce cas le béton, très résistant (trop résistant ?) a manqué de ductilité. Ses armatures n’étaient pas appropriées en zone sismique. En outre les poutres étaient trop largement dimensionnées par rapport aux poteaux.

2.2.2. Ce que l’on recherche : la ductilité des éléments et celle de

l’ensemble de la structure La structure doit, au-delà de sa résistance élastique, accepter des déformations post-élastiques maîtrisées, pour assurer la sécurité d’ensemble tout en maîtrisant les coûts de chantier. La bonne conception et la bonne mise en œuvre visent à prévoir, localiser et optimiser la localisation des rotules plastiques pouvant se former sous l’action d’un séisme majeur. En ce qui concerne le béton armé, la démarche passe par les étapes suivantes : - Identification des éléments principaux et secondaires sous contraintes sismiques - Identification des pièces comprimées et fléchies, vérification du travail dynamique global de la structure - Localisation et dimensionnement des zones critiques - Confinement de ces zones par des armatures appropriées - Spécifications pour les matériaux béton et acier (résistances minimum et maximum) - Spécifications de forme des éléments de la structure (dimensionnement en capacité).



2.3. Notions générales communes à toutes les structures de béton armé

2.3.1. Eléments principaux et secondaires

Lors de la conception d’une structure en béton armé il faut analyser son comportement dynamique pour distinguer les éléments principaux et les éléments secondaires, c’est-à-dire ceux qui vont s’opposer aux déformations de la structure sous l’effet des charges sismiques et ceux qui n’interviennent (quasiment) pas. Les éléments principaux sont grosso-modo les diaphragmes qui répartissent les charges dynamiques sur les porteurs (et/ou les contreventements) et des porteurs (et/ou contreventements) dont les caractéristiques géométriques et mécaniques font qu’ils vont reprendre les charges dynamiques. Attention aux raideurs ponctuelles ou mal réparties lors de la conception du bâtiment. Les règles PS-92 définissent ces éléments : • Eléments principaux: interviennent dans la résistance aux actions sismiques d’ensemble ou dans la distribution de ces actions au sein de l’ouvrage. • Eléments secondaires: Ils sont également porteurs, mais n’apportent pas de contribution significative à la résistance aux actions sismiques d’ensemble ou à leur distribution. Leur liaison mécanique aux éléments principaux de la structure doit néanmoins être efficace pendant le séisme. Exemple : un bâtiment qui comprend des voiles et des poteaux. Si le nombre et la distribution des voiles sont suffisants pour assurer le contreventement sous l’action sismique réglementaire, les poteaux sont des éléments secondaires au regard de l’action sismique. La présence de poteaux courts ne fait dans ce cas là pas de problème, puisqu’ils ne reprennent pas a priori les charges sismiques horizontales. PS-92 - § 11.11 : Eléments principaux – Eléments secondaires • Dans ce qui suit, sont désignés sous le nom d’éléments principaux les éléments qui interviennent dans la résistance aux actions sismiques d’ensemble ou dans la distribution de ces actions au sein de l’ouvrage. • Les éléments structuraux n’apportant pas de contribution significative à la résistance aux actions sismiques d’ensemble ou à leur distribution peuvent être considérés comme éléments secondaires, à condition que leur résistance à ces actions soit effectivement négligée et qu’ils ne soient soumis du fait des déformations imposées qu’à des sollicitations négligeables vis-à-vis des sollicitations d’autre origine.

2.3.2. Les zones critiques En raison du comportement potentiellement fragile du béton armé, il est fondamental de reconnaître les « zones critiques », dans lesquelles les contraintes sont fortement accrues sous l’action des secousses et dont le système d’armatures doit être étudié en conséquence (confinement). Pour les ossatures, outre la conception des armatures, le dimensionnement en capacité doit provoquer la formation des éventuelles rotules plastiques hors des poteaux et zones critiques si leur pérennité est nécessaire à la survie de l’ouvrage.



Les zones critiques sont définies et localisées par les PS-92 pour chaque type de structure. PS-92 - §11.121 : Zones critiques • On désigne par zone critique toute partie d’un élément structural principal dans laquelle des concentrations de déformations ou de sollicitations sont susceptibles de se produire (voir 4.43). Ces zones sont celles définies dans le présent chapitre pour les différentes sortes d’éléments et éventuellement celles que le calcul fait apparaître comme telles.

Figure 9 – Zones critiques en pied de poteaux (Imperial Valley, 1979) (Document EERI – USA)

Les concentrations de contraintes extrêmement élevées en pied de poteau ont provoqué leur ruine. Les pieds de poteaux sont des zones critiques

Figure 10 – Les nœuds d’ossature sont des zones critiques.

Eclatement d’une zone critique non frettée. (Document X)

2.3.3. Le confinement

Les zones critiques des ossatures en béton armé doivent être « confinées », c’est-à-dire que leurs armatures transversales doivent s’opposer à la dislocation du béton armé par flambement des barres longitudinales, à défaut de pouvoir s’opposer vraiment à la perte d’adhérence passé un certain niveau de déformations. Des « rotules plastiques » doivent pouvoir se former et leur localisation doit être maîtrisée. Le confinement a une incidence positive sur la courbe contrainte – déformation du béton. Les PS-92 décrivent les armatures de confinement dans leur § 11.32. Voir plus loin. PS-92 - §11.122 : Confinement



• On désigne par béton confiné un volume de béton pourvu d’armatures transversales de type décrit dans l’article 11.32, disposées de façon à s’opposer au gonflement du matériau sous l’effet des contraintes de compression ainsi qu’au flambement des armatures (longitudinales). • Par convention on considère que la partie confinée d’une section est celle qui est délimitée en projection par le contour intérieur des armatures de confinement disposées à la périphérie de la section. Il est loisible sur justification particulière de tenir compte de la modification de la courbe contrainte – déformation du béton, liée à son confinement par des armatures transversales.

Figure 11 - Frettage insuffisant pour assurer un comportement ductile au BA. Rupture fragile (Séisme de Kobé, 1995) (Document X)

Figure 12 – De même, rupture fragile en pied de poteau. Impérial Valley, 1979 (Document NISEE – USA)

Figure 13 – Exemple de confinement d’une pile de viaduc traitée entièrement comme une zone critique. Cette disposition des aciers longitudinaux et transversaux très rapprochés et de section modérée permet une bonne plasticité du BA. Elle ne protège pas des erreurs de conception graves. (Séisme de Kobé, 1995) (Document EQIIS – USA)

Figure 14 - Chantier à Taiwan. (Document NISEE – USA)



Figure 15 – Séisme de Kobé, 1995 (Document EERI) Cette pile de viaduc, confinée comme celle de la figure 13 (même ouvrage) n’a pas résisté. Le confinement qui améliore la ductilité retarde la rupture fragile, mais ne l’évite pas si les hypothèses de calcul sont erronées et la conception de l’ouvrage trop peu hyperstatique, voire isostatique comme ic

2.3.4. Notion de pièces fléchies ou pièces comprimées 2.3.5.

Déterminer si une pièce est fléchie ou comprimée sous les contraintes dues à l’action d’un séisme est fondamental pour choisir un type d’armatures efficace… et réglementaire. Les règles PS-92 les définissant ainsi : Synthèse du §11.124 des règles PS-92 : h Plus grande inertie b b Sens de sollicitation retenu pour la résistance aux charges horizontales Section de l’élément Paramètres Les paramètres sont les trois dimensions de l’élément dont on cherche à déterminer le comportement sous l’action sismique. - La longueur de l’élément est représentée par le paramètre l. - La hauteur de sa section h, sens de plus grande inertie - La base de sa section b N-B : les règles PS-92 appellent les côtés de la section a (base) et b (hauteur). Dans ce document, nous garderons l’appellation b comme base et h comme hauteur que nous avons adoptée pour ce cours. Critère de la section de l’élément pour la détermination de son type • Si h >ou= 4b, la pièce est considérée comme un mur : pièce comprimée • Si h < 4b, la pièce est considérée comme un poteau : pièce comprimée ou fléchie selon les caractéristiques suivantes : Pour les poteaux et poutres, critères complémentaires de l’effort normal réduit et de l’élancement Effort normal réduit : effort normal rapporté à la section et à la résistance caractéristique du béton) • Si l’effort normal réduit est élevé (> 0,17): pièce comprimée. • Si l’effort normal réduit maximum est faible (< ou = 0,07) et h< ou =l/4 : pièce fléchie. • Si l est la longueur de l’élément, lorsque h >l/4, la pièce est dite « courte » : zone critique sur toute la longueur..



Figure 16 - Pièce comprimée, ce « Poteau-voile » a travaillé au cisaillement. (Séisme de Ceyhan – Misis, 1998) (Document P. Balandier) La contrainte et les dommages concernent toute sa hauteur (rupture en diagonale). Cet élément a une section à la limite du voile selon les règles PS-92. En outre, son faible élancement en fait une pièce courte.

Figure 17 - Pièces fléchies, exemple de poteaux ayant travaillé en flexion. (Séisme de Loma Prieta) (document X pour EERI)

Les niveaux de contraintes et de déformation maximum se situent dans les zones critiques comme le montrent les dommages.

Figure 18 – La section de cette pièce en fait bien un poteau, mais son faible élancement en fait une pièce courte, donc comprimée. Elle ne peut pas fléchir (Séisme d’Izmit, 1999) (Document NISEE – USA) L’absence d’un frettage approprié pour la résistance au cisaillement des poteaux courts a entraîné sa ruine fragile.



2.3.6. Spécifications concernant les matériaux - Béton Le comportement ductile des structures en béton armé passe par la maîtrise du comportement du matériau béton allié à celui des armatures. En ce qui concerne le béton lui-même, si on veut bénéficier du coefficient de comportement supérieur à 1 des règles PS-92 sans avoir à justifier par le calcul , il faut utiliser un béton qui ait une résistance minimum, bien sûr, mais également une résistance maximum afin de favoriser la plastification. - Aciers De même, les aciers doivent pouvoir plastifier assez rapidement sans rompre, on leur demande donc une résistance élastique limitée. Le choix d’aciers HA améliore la cohésion béton et armatures, ce qui retarde la dégradation.

PS-92 - §11.2 : Spécifications concernant les matériaux § 11.21 Béton • Pour les éléments principaux, le béton doit avoir une résistance fc28 au moins égale à 22 MPa et au plus égale à 45 MPa. Pour les éléments secondaires aucune disposition particulière n’est retenue. • Les valeurs du module d’élasticité doivent être conformes à celles fixées par le BAEL. §11.22 : Aciers • Pour les éléments principaux, les armatures pour béton armé doivent être à haute adhérence, avec une limite d’élasticité spécifiée inférieure ou égale à 500 MPa. L’allongement total relatif sous charge maximale spécifiée doit être supérieur ou égal à 5%.

N-B : Pour les bétons de résistance supérieure à 45 MPa dont les comportements sous grandes déformations cycliques seraient mal connus il faut une justification scientifique d’équivalence des précautions prises. Dans ce cas, les règles forfaitaires de disposition et dimensionnement des aciers des PS-92 ne s’appliquent pas. La nature du ferraillage doit être justifiée au cas par cas. Pour certains grands ouvrages, la recherche d’une résistance élastique plus élevée et d’un coefficient q également élevé justifie la démarche.

Chantier de viaduc à Taiwan



2.3.7. Forme des éléments de la structure

La conception ductile d’une structure en béton armé doit éviter: – La création de pièces principales courtes sollicitées principalement au cisaillement; – Les charges axiales élevées sur les pièces principales fléchies (augmenter les sections) – En général éviter les concentrations de contraintes (changements brutaux de sections, mauvaise répartition des raideurs…).

2.4. Les différents types de structures porteuses

2.4.1. Les ossatures coulées en place

2.4.1.1. Dispositions générales

2.4.1.1.1. Comportement d’ensemble

La flexibilité latérale des ossatures élancées peut amener des déformations importantes sous séisme. Dans ce cas, on sera amené à raidir par systèmes mixtes portiques et voiles. En général on recherchera un degré d’hyperstaticité élevé et un dimensionnement en capacité favorisant de préférence la formation des rotules plastiques par flexion dans les poutres (pas de portées trop courtes).

2.4.1.1.2. Armatures : considérations générales Armatures longitudinales: nécessaires à la résistance aux efforts normaux ou de flexion. Armatures transversales: nécessaires à la résistance aux efforts tranchants et au confinement du béton. Adhérence acier - béton: vulnérable aux renversements d’efforts. La perte d’adhérence, irréversible, est particulièrement sensible dans les nœuds et zones d’assemblage. Les conditions d’ancrage et de recouvrement doivent être étudiées et réalisées avec soin.

2.4.1.1.3. Armatures longitudinales Spécifications générales pour les armatures longitudinales Elles doivent pouvoir résister sans rompre aux sollicitations en traction (ou flexion en raison de la phase traction) qui peuvent survenir lors des différentes déformations possibles de la structure (attention aux conditions de continuité mécanique entre toutes les barres), et ne pas altérer la résistance du béton lors des sollicitations en compression (pas de crochets).



PS-92 - § 11.31 : Armatures longitudinales § 11.311 • La continuité des armatures longitudinales peut être assurée par recouvrement ou tout autre procédé dont il est établi qu’il n’entraîne pas la fragilisation de l’armature. § 11.312 • L’emploi de coudes et crochets dans les pièces comprimées ou les parties comprimées des pièces fléchies est interdit. • Toutefois, en cas de nécessité (liaison avec une semelle de fondation, voisinage d’une surface libre, etc.) les ancrages d’extrémité peuvent être assurés au moyen de coudes à 90°. §11.313 : • Toutes les longueurs de recouvrement ou d’ancrage sont à majorer de 30% pour la part située hors zones critiques et de 50% pour la part située dans la zone critique Chaque fois que c’est possible, on évite de recouvrir en zone critique) • Dans les zones de recouvrement, les armatures transversales doivent respecter la règle des coutures résultant de la transmission des efforts entre les barres longitudinales. •N-B: l’UBC proscrit explicitement toute soudure des armatures transversales sur les barres longitudinales

Figure 19 et Figure 20 – San Fernando, 1979. Conception d’armatures d’ossatures tout à fait inappropriées en zone sismique (Documents NISEE – USA) Pas de continuité des barres longitudinales de poteaux entre les étages qui ont une section trop importante et un nombre trop faible et ne sont pas contenues par le frettage.



Figure 21 – (Figure extraite de « Construire parasismique, Ed. Parenthèses, Milan Zacek)

Figure 22 - (Figure extraite de « Construire parasismique, Ed. Parenthèses, Milan Zacek) Solutions évitant les coudes à 90° dans les nœuds d’ossature situés aux extrémités de poutres.

2.4.1.1.4. Armatures transversales

Spécifications générales pour les armatures transversales Leur rôle est fondamental dans la détermination de la ductilité plus ou moins élevée de l’ossature. Chaque cadre doit pouvoir résister à l’éclatement lors du gonflement du béton en compression (ancrages appropriés). Le rapprochement des cadres permet de contenir les barres longitudinales et éviter leur flambement. L’ensemble des armatures longitudinales et transversales constitue un « maillage » qui contient le béton lors de sa désagrégation, maintient un certain niveau de portance et prévient l’effondrement. PS-92 - § 11.32 : Armatures transversales § 11.321 • En parement, l’emploi de recouvrements rectilignes ainsi que celui de coudes ou crochets, d’angle au centre inférieur à 135° pour assurer la continuité, la fermeture ou l’ancrage des armatures transversales est interdit. § 11.322 • Dans les zones critiques, les armatures transversales doivent être constituées soit par des spirales continues, soit par des cadres, étriers ou épingles dont la continuité, la fermeture et l’ancrage sont obligatoirement assurés au moyen de crochets d’angle au centre au moins égal à 135° et comportant un retour rectiligne du cadre vers le centre d’au moins 10 diamètres. § 11.323 • Ces armatures doivent être disposées de façon telle que chaque barre longitudinale comprimée ou chaque groupe de barres comprimées soit individuellement maintenu par une armature s’opposant à son flambement. Ceci doit être réalisé par au moins un cadre, ou plusieurs si la section l’exige, disposés de façon à s’opposer au gonflement du béton. § 11.324



• Les premières armatures transversales doivent être disposées à 5 cm au plus du nu de l’appui ou de l’encastrement.

Figure 23 - (Figure extraite de « Construire parasismique, Ed. Parenthèses, Milan Zacek)

2.4.1.1.5. Dimensions minimales des sections de coffrage

La résistance mécanique, tant dans le domaine élastique que dans le domaine post-élastique dépend évidemment aussi de la quantité de matière. La section conditionne également la valeur de l’effort normal réduit sur les poteaux, et ainsi leur bon comportement en flexion. Aussi les règles imposent-elles des sections minimales pour les pièces d’une ossature en zone sismique. Synthèse du §11.331 des PS-92: Dimensions minimales des sections • b et h > 25 cm • S > 625 cm2 • Âme des poutres > 15 cm



(Figure extraite de « Construire parasismique, Ed. Parenthèses, Milan Zacek)

2.4.1.1.6. Positions et dimensions relatives des poteaux et poutres

Les nœuds d’ossature désaxés génèrent des moments parasites qui nuisent à leur résistance sous l’action des charges sismiques. Les règles nous demandent de limiter l’excentricité des éléments principaux de la structure. PS-92 - §11.332 : Position et dimensions relatives des éléments • Dans le cas de pièces faisant partie d’un système continu (portiques ou cadres, ossatures diverses), les dispositions suivantes doivent être observées : • Les axes des deux pièces ne doivent pas être excentrés l’un par rapport à l’autre de plus du 1/8 de la largeur de la pièce d’appui. Les moments résultants des excentricités sont en tout état de cause pris en compte dans les calculs.

Figure 11.322



2.4.1.2. Les zones critiques

2.4.1.2.1. Principes d’armatures Les nœuds des portiques subissent des efforts alternés élevés qui peuvent détruire rapidement l’adhérence du béton et de l’acier. Leur volume doit être fretté pour lui donner une bonne ductilité en donnant la « priorité » au poteau (Dimensionnement en capacité). Leur résistance doit être supérieure à celle des éléments qu’ils relient.

Figure 24 - Rupture fragile d’une zone critique non traitée (Séisme d’Anchorage, 1964) (Document Karl – V. Steinbrugge)

Figure 25 – Autre exemple de nœud d’ossature qui n’a pas été traité comme une zone critique par des armatures appropriées. (Document X)

Synthèse des § 11.34 et 11.35 des PS-92: Armature des ossatures et leurs zones critiques La figure suivante résume les règles de conception des armatures des ossatures. Lorsque plusieurs critères sont possibles, on retient le plus exigeant après évaluation.




Figure 27 – Séisme de Tehuacan 1999 (Document X pour EERI) Le mode de ruine de ces poteaux est typique d’un manque d’armatures transversales, à gauche les aciers du poteau ont flambé, à droite le nœud d’ossature a subi la poussée du plancher et le béton a éclaté .



2.4.1.3. Utilisation de béton de fibres pour les zones critiques Le ferraillage des zones critiques est complexe et leur bétonnage difficile. Une amélioration des performances des nœuds d’ossature peut être obtenue par le béton de fibres. L’usage de bétons de fibres à 100 kg/m3 permettrait de supprimer les armatures transversales des nœuds et améliorerait l’adhérence du béton sur les barres de 40%. L’expérimentation (US) montre que ce type de nœuds est plus ductile, plus rigide et plus résistant que les nœuds frettés et reporte la dégradation du béton armé hors de la zone critique ainsi traitée. Cette solution n’est pas envisagée par les règles PS-92, donc son éventuel usage en France devrait être justifié par le calcul et l’expérimentation.

2.4.1.4. Les pièces dites « courtes » Les pièces dites courtes ont des sections qui n’en font pas des murs, mais leur manque d’élancement les empêche de fléchir, elles sont donc sollicitées au cisaillement si ce sont des éléments principaux de la structure. Les PS-92 ne les interdisent pas, bien qu’une bonne conception architecturale et structurelle devrait les bannir en éléments principaux. Si ce n’est le cas, il convient de les armer sur toute leur hauteur en zone critique pour prévenir leur rupture fragile. PS-92 - §11.36 : Pièces courtes • Ces dispositions concernent les éléments principaux. • Définition Sont considérées comme des pièces courtes celles dont la longueur nette est inférieure à 4 fois leur hauteur moyenne dans la direction étudiée. Cette définition inclut les consoles courtes, les poutres cloisons et les parois fléchies dans leur plan. • Zones critiques Les pièces courtes sont considérées comme critiques sur toute leur longueur. • Armatures Les armatures doivent satisfaire aux conditions définies pour les zones critiques des éléments linéaires fléchis ou comprimés suivant le cas.

Figure 28 - Comportement en pièce courte d’un poteau bridé par une cloison (séisme) (Document X)

Figure 29 - Armature d’un poteau entièrement traité en zone critique. (Document X)



Figure 30 – Attention section courte. (Document X) Si ce poteau n’est pas un élément secondaire, la liaison à la poutre par une section horizontale courte ne permettra pas une descente des charges dynamiques sans dommage.

2.4.1.5. Les poteaux

Les poteaux doivent pouvoir fléchir sur toute leur hauteur. L’ensemble des poteaux d’une même structure doit avoir une même raideur sur un même niveau et une réduction de raideurs éventuelles vers les étages élevés très progressive (éviction des accumulations de charges localisées importantes). Les poteaux courts ou bridés en éléments principaux sont à éviter car résistant mal à l’effort tranchant qui les sollicite. La ductilité des poteaux augmente avec leur section (abaissement de l’effort normal réduit)

Figure 31 – Les règles PS-92 spécifient les règles de confinement des barres par les frettes. (Figure extraite de « Construire parasismique, Ed. Parenthèses, Milan Zacek)



Figure 32 – San Fernando, 1979, problème des frettes en spirale. (Document X)

Bien qu’autorisé par les règles PS-92, le frettage par une spirale des poteaux cylindriques doit être évité. En effet, si un point faible existe sur une cerce, la perte de confinement par rupture est minime. Si un point faible existe sur une spire, comme ici, la rupture provoque la ruine fragile du poteau.

Figure 33 et Figure 34 – Northridge, …. (Documents EQIIS – USA)

La ductilité du béton correctement armé peut être une mesure insuffisante pour prévenir la ruine par erreur de conception. A gauche les poteaux de façade libres de se déformer. A droite les poteaux intérieurs bridés par la rampe, erreur de conception qui a amené la ruine du bâtiment et la rupture fragile des quelques poteaux plus rigides trop chargés par les sollicitations horizontales.

Figure 35 et Figure 36 – (Documents NISEE – USA) A gauche rupture d’un poteau bridé , à droite essai de frettage critique d’un poteau court en laboratoire



Figure 37 – Chantier à Emeryville, USA. (Document NISEE – USA) Armatures de poteaux préfabriquées en usine pour une hauteur de trois niveaux, avec réservations pour les poutres. Le recouvrement des barres verticales sur chantier se fait entre deux étages sur le tiers central (moins sollicité) conformément aux prescriptions de l’UBC. En outre toute la hauteur du poteau est traitée en zone critique.

Figure 38 – Séisme de Kobé 1999 (Document X) Formation d’une rotule plastique en pied de poteau. Malgré la rupture d’un cadre et le flambement des barres longitudinales, le frettage rapproché a prévenu la dislocation plus importante du béton et le poteau est resté en place.

2.4.1.6. Les poutres Respecter le principe poteau fort – poutre faible. • b > ou = 25 cm (PS-92) • b > ou = 20 cm (EC8) • h si possible < 4 b (problème de la stabilité latérale) • Poutres courtes: zone critique sur toute la longueur.

Figure 39 - Les règles PS-92 spécifient les règles de confinement des barres par les frettes. (Figure extraite de « Construire parasismique, Ed. Parenthèses, Milan Zacek)



Figure 40 – Travaux de Bertero et Popov sur la localisation préférentielle des rotules plastiques sur les poutres de forte inertie verticale. (Figure extraite de « Construire parasismique, Ed. Parenthèses, Milan Zacek)

Un point d’inflexion est pré-déterminé par le croisement des barres centrales qui passent du lit supérieur au lit inférieur et réciproquement. La zone de la rotule potentielle est plus fortement frettée.

2.4.1.7. Les panneaux de remplissage en maçonnerie Bien qu’autorisé par les règles PS-92, le remplissage a posteriori des ossatures est potentiellement dangereux et a été à l’origine de nombreuses ruines lors de séismes passés. En effet, la cohésion réelle entre les deux matériaux est difficile à obtenir sur chantier si on ne coule pas des chaînages a posteriori sur la maçonnerie déjà mise en place. Or le comportement rigide des blocs maçonnés et flexible des ossatures est difficilement conciliable sans dommage s’il existe le moindre jeu. Selon les PS-92 (voir § 3.7 du présent document): Les panneaux pris en compte pour la modélisation sont les panneaux pleins (§12.224). Commentaire de ce même article: « Le comportement des constructions concernées apparaît comme aléatoire. On ne dispose pas à l’heure actuelle d’éléments expérimentaux suffisamment complets pour permettre l’étude rationnelle de ces bâtiments … Il est déconseillé de réaliser de la sorte des bâtiments de plus de 3 ou 4 niveaux » Les dispositions applicables pour le remplissage sont celles des maçonneries chaînées (§ 12-222). Une attention doit être portée sur les poteaux bridés par un panneau partiel: pièce courte à traiter comme telle (§11.36). Si un panneau non plein est pris en compte pour la modélisation, les encadrements doivent être dimensionnés pour les sollicitations résultantes.



Figure 41 - Eclatement des remplissages de maçonnerie d’une structure BA (Séisme d’El Asnam) (Document X)

Figure 42 – Mécanisme de ruine des ossatures par jeu avec leur remplissage de maçonnerie (Figure extraite de « Construire parasismique, Ed. Parenthèses, Milan Zacek)

Figure 43 – PS-92, zones critiques des poteaux bridés par un remplissage partiel.

Dislocation des remplissages des étages bas (contraintes plus élevées) et début de rupture par cisaillement d’un poteau.



Figure 44 – Caracas, 1967. (Document NISEE – USA)

2.4.2. Les voiles coulés en place

2.4.2.1. Comportement global C’est un type de « structure rigide » qui limite les déplacements relatifs des planchers. Les éventuels dommages dans les zones critiques créent moins d’effondrements que pour les ossatures. En effet, même en cas de cisaillement d’un voile, il est en général partiel et les reports de charges se font sur les parties non rompues, alors que les contraintes chutent. Par ailleurs, en cas de terrain meuble, l’ISS (Interaction Sol-Structure) est non négligeable dans le bilan énergétique. La ductilité nettement plus faible que celle des portiques, mais la résistance mécanique en général plus élevée.

Figure 45 - Cisaillement d’un voile faiblement armé (Séisme d’Anchorage, 1964) (Document Karl – V. Steinbrugge)



2.4.2.2. Facteurs de ductilité des voiles - Minimiser la contrainte axiale: – Dimensionner les voiles généreusement (20 cm et plus) – Réduire la portée des planchers (5m maxi) pour raidir les diaphragmes - Renforcer les extrémités des voiles (poteaux, retours d’angles), bon également dans le domaine élastique. - Ne pas faire porter les voiles par des poutres ou des dalles (interdit par l’EC8) - Couler voiles et planchers en même temps (coffrage tunnel) pour éviter les reprises de bétonnage en haut des voiles. - Superposer les ouvertures pour créer des trumeaux de pleine hauteur. - Utiliser un système de voiles croisés, d’hyperstaticité élevée.

2.4.2.3. Géométrie des voiles selon les PS-92 Un voile a des caractéristiques géométriques définies par les règles qui le distinguent du poteau et déterminent le type d’armatures appropriées. PS-92 - §11.41 : Dimensions minimales • Les murs en voiles doivent présenter une épaisseur minimale de 15 cm et une largeur au moins égale à 4 fois l’épaisseur. • les éléments de satisfaisant pas à cette condition doivent être considérés comme des éléments linéaires.

2.4.2.4. Zones critiques des voiles selon les PS-92

Figure 46 - Cisaillement de la zone critique d’un voile (séisme d’Anchorage, 1964) (Document X)



PS-92 - §11.42 : Zones critiques • Sont considérées comme critiques les régions situées à la base des voiles habituellement sur une hauteur d’étage et dont la hauteur n’excède pas la largeur lw des trumeaux, ainsi que celles situées à chaque niveau de changement notable de la section de coffrage

2.4.2.5. Chaînage des voiles selon les PS-92 Le chaînage des voiles en zone sismique est défini par les PS-92. En ce qui concerne les autres armatures, le BAEL s’applique. Synthèse du §11.43 des PS-92 : Chaînage des voiles • Armatures longitudinales en Fe E 500 • Vertical: à chaque extrémité, chaque ouverture, chaque intersection de plancher à plancher avec recouvrements d’étage à étage. • Horizontal: continus à la périphérie de tous les planchers. • Linteaux: ancrés de 50 diamètres. • Zone courante: 4 HA 10, cadres de 6 espacés de 10 cm maximum. • Zone critique: 4 HA 12, cadres de 6 espacés de 10 cm maximum.

Figure 47 - (Figures extraites de « Construire parasismique, Ed. Parenthèses, Milan Zacek)

Représentation schématique de l’implantation des chaînages réglementaires.



2.4.2.6. Armatures des voiles en zone sismique Ce type d’armatures qui deviendra obligatoire apporte plus de ductilité aux voiles et renforce les extrémités. L’EC8, les AFPS 90 et l’UBC recommandent l’armature orthogonale des deux faces avec renforcement des extrémités et la liaison des deux faces par des étriers ou des épingles. Les PS-92 recommandent seulement la vérification des contraintes et le respect du DTU 23.1


Figure 49 - Cisaillement d’un voile armé (2 faces). Malgré la rupture spectaculaire du béton, il n’y a pas eu dislocation totale du voile. (séisme de Kobé, 1995) (Document X)



Figure 50 – Séisme d’Anchorage (Document Karl V. Steinbrugge)

Les dommages observés sur cette façade sont représentatifs du comportement de la structure contreventée par des voiles se comportant en consoles verticales couplés par les planchers. Les allèges rigides mais peu résistantes n’ont pas supporté les déformations qui leur étaient imposées et ont rompu comme autant de fusibles. Le cisaillement à la bas de l’un des voiles s’est bien produit dans la zone critique

2.4.3. Les structures mixtes portiques – voiles

2.4.3.1. Comportement global L’association dans le plan de voiles et portiques permet d’optimiser les qualités des deux systèmes et de créer des espaces architecturaux intérieurs plus importants que par l’usage de voiles seulement.



2.4.3.2. Déformations sous action sismique Les portiques ont une déformation d’ensemble d’éléments cisaillés: plus faible aux étages supérieurs Les voiles une déformation de console verticale: plus faible aux étages inférieurs L’association des deux équilibres les déformations et limite les déplacements relatifs entre les planchers.

Figure 51 - (Figures extraites de « Construire parasismique, Ed. Parenthèses, Milan Zacek)

Bilan de l’interaction voiles – portiques en cas de séisme violent et long Dans un premier temps, les voiles, plus rigides, reprennent la presque totalité des charges sismiques et les déformations restent faibles. Avec l’apparition de zones plastifiées sur les voiles, un report de charges se fait sur les portiques dont la ductilité permet une dissipation d’énergie importante. La période propre du système s’allonge permettant la sortie du système d’une éventuelle résonance avec le sol.

2.4.4. Les structures poteaux-dalles L’absence de poutre rend plus délicate la liaison ductile effective entre le poteau et la dalle. Pas d’effet de portique, pas de dimensionnement en capacité possible : ruptures fragiles assez systématiques en tête de poteau. Il serait souhaitable d’améliorer la ductilité d’ensemble en ajoutant des voiles de contreventement, des poutres de rive et en tout état de cause il faut fretter de façon dense la poutre noyée dans la dalle au voisinage de la tête de poteau et la zone critique du poteau. Il est néanmoins préférable d’éviter ce système constructif en zone de sismicité élevée.



Figure 52 - Rupture de la zone critique d’une structure poteau-dalle. L’appel de ductilité n’a pu se faire que dans le poteau. (Document X – EERI – USA)

Figure 53 - Poteau – dalle (Séisme d’Izmit, 1999) (Document X)

Les planchers étant beaucoup plus résistants que les poteaux, la rupture se produit systématiquement dans ceux-ci, ce qui n’est pas acceptable.

2.4.5. Les structures travaillant en console verticale L’ossature « en voiles ajourés » de ces IGH forme un tube travaillant globalement en console verticale, à la différence des ossatures à effet de portique.

Figure 54 – (Figure extraite de « Construire parasismique, Ed. Parenthèses, Milan Zacek)



Les structures tubulaires ont été conçues à l’origine pour limiter les déplacements relatifs des planchers sous les effets du vent. Les parois du tube sont rigides, les poteaux largement dimensionnés sont rapprochés et les poutres sont des poutres – allèges qui doivent présenter une bonne ductilité dans les étages bas. Dans le cas de plastification des poutres – allèges un délestage peut se faire sur les poteaux d’angle qui doivent donc être renforcés. Cependant, s’il s’agit d’IGH, de période propre d’oscillation élevée, on n’a pas à redouter de réponse spectrale importante, sauf cas particulier qui ne passerait pas inaperçu de sol meuble très profond. Sur sol ferme, le vent est en général dimensionnant.

Figure 55 et Figure 56 - Rotules plastiques sur l’ossature porteuse d’un château d’eau. (Séisme du Chili 1960) (Documents Karl – V. Steinbrugge)

Vue d’ensemble de la structure et vue de détail du frettage. Le cylindre constitué d’un treillis de béton armé de ce château d’eau, peut être considéré comme une structure tubulaire travaillant en console verticale. Le dimensionnement en capacité de la structure en treillis privilégiait les éléments porteurs et les nœuds d’ossature. C’est dans les éléments de liaison horizontale que l’on trouve des « zones affaiblies », mais néanmoins très frettées qui ont permis la formation de rotules plastiques laissant les porteurs fléchir librement en préservant la résistance d’ensemble. Une dissipation l’énergie importante et la chute de contrainte dans les éléments porteurs ont préservé l’ouvrage de la ruine.



2.4.6. La précontrainte et la construction parasismique

2.4.6.1. Comportement global La précontrainte est en général utilisée pour les grands franchissements. Les ruptures éventuelles concernent les supports ou les liaisons entre éléments et pas les pièces précontraintes qui sont bien réalisées : résistance élevée et contention des fissures éventuelles par la précontrainte La très faible ductilité implique de bien estimer les charges sismiques réelles possibles sur le site : courbe contrainte/déformation, avec comportement élastique long suivi d’une rupture fragile rapide. Le coefficient de comportement accordé par les règles PS-92 peut, sauf justification, être minoré par un coefficient 0,3 par rapport aux structures équivalentes coulées en place.

Figure 57 - Figure 58 - Effondrement d’une structure préfabriquée précontrainte (Séisme d’Anchorage, 1964) (Documents Karl – V. Steinbrugge) Ruine fragile par rupture des assemblages

Figure 59 - Figure 60 – Détails : Rupture de câbles de précontrainte et d’une platine d’ancrage sur la structure précédente (Séisme d’Anchorage, 1964) (Document Karl – V. Steinbrugge)



2.4.6.2. Améliorer la ductilité d’une pièce précontrainte Pour améliorer la ductilité du béton précontraint, il convient d’ajouter des armatures passives (non précontraintes). Elles réduisent également la dégradation du béton sous charges cycliques


2.4.6.3. Chute de précontrainte post-sismique

Même après plastification, on observe une récupération élastique due à la précontrainte. Les réparations sont néanmoins délicates, et la remise en tension en général impossible. Il faut préférer la précontrainte axiale, si possible avec plusieurs câbles. Dans les rotules plastiques, la chute de précontrainte peut atteindre 70% Les gaines des aciers de précontrainte doivent être injectées: l’adhérence améliore la ductilité et réduit les variations de précontrainte pendant les secousses (vulnérabilité accrue des ancrages).

2.4.6.4. La précontrainte et les PS-92 PS-92 – § 11.6 : Dispositions propres aux éléments précontraints • Ces dispositions concernent les éléments principaux. • Les éléments totalement ou partiellement précontraints sont traités suivant les règles indiquées pour les éléments en béton armé compte tenu des dispositions complémentaires ci-après : § 11.61 : Zones d’ancrage • a) Précontrainte par pré-tension Les zones d’ancrage de la précontrainte par fils adhérents doivent se situer hors des nœuds et être aussi éloignées que possible des rotules plastiques éventuelles. • b) Précontrainte par post-tension Au voisinage des ancrages des câbles de précontrainte par post-tension, on s’assure d’un excellent confinement notamment à l’aide de cadres fermés enveloppant toute la section. § 11.62 : Nœuds • Les armatures de précontrainte traversant les nœuds doivent être réparties entre les parties inférieures et supérieures des poutres de manière à assurer un confinement convenable de ces dernières, dans la mesure ou le ferraillage passif n’y pourvoit pas.



§ 11.63 : Coefficient de comportement • Le coefficient de comportement d’ossature à base d’éléments précontraints se déduit de celui de la même ossature supposée à base d’éléments en béton armé par des coefficients multiplicateurs d’ajustements compris entre 1,0 et 0,3 suivant la proportion de zones de béton tendues au-delà de ftj sous sollicitation sismique. A défaut de justifications particulières, on retient le coefficient multiplicateur de 0,3.

2.4.7. Le béton armé léger

On peut utiliser du béton armé léger (agrégats divers) en zone sismique, mais… Il est moins performant que le béton armé ordinaire – Moindre rigidité, mauvaises performances au cisaillement – Fluage plus élevé – Résistance et ductilité des poteaux moindre (fretter plus) – Détérioration plus rapide de l’adhérence Il a cependant quelques avantages – Masse volumique plus faible – Amortissement anélastique plus élevé (10 à 40%) – Ductilité des poutres en flexion élevée (+ 15 à 30%) En conclusion – Eviter pour les éléments porteurs – Utiliser éventuellement pour les grands franchissements ( en veillant sur la rigidité de forme) : travail en flexion – Limiter la résistance en compression



2.4.8. Les ossatures préfabriquées Précontraintes ou non Importance prépondérante de la qualité des liaisons pendant les séismes (néanmoins moins bonnes que pour les portiques coulés en place) – Recouvrement et soudage des armatures – Brochage – Soudage de platines solidaires (Soudage par cordons continus et pas par points)


Règles de mise en œuvre des liaisons d’ossatures préfabriquées




Figure 64 - Les conditions réglementaires d’appui des poutres préfabriquées ne sont pas remplies. Il aurait fallu couler des poteaux dont la section et l’enrobage des barres tiennent compte des nécessités. On voit les frettes rapprochées des zones critiques des poutres. (Cliché P. Balandier)

Figure 65 - Doublement de structure de part et d’autre d’un joint PS. Cette fois-ci la poutre repose (insuffisamment) sur le poteau… mais les barres d’ancrage ne pourront pas être correctement enrobées. (Document P. Balandier)

2.4.9. Les panneaux porteurs préfabriqués Grands panneaux implantés selon plan orthogonal, soubassement coulé en place. Système rigide, nécessitant des portées de dalles pas trop importantes pour qu’elles constituent des diaphragmes rigides (amélioré par dalle armée rapportée coulée en place et ancrée dans les chaînages). Dissipation d’énergie par les systèmes à panneaux préfabriqués, exemples : Les joints entre panneaux, soumis à des efforts de cisaillement élevé peuvent être organisés pour dissiper une partie de l’énergie sismique sans préjudice pour la stabilité d’ensemble.



- Dissipation d’énergie par plastification du mortier des joints : dissipation « destructive »


Figure 67 - Panneaux de façades porteuses préfabriqués. (Document X) On y voit des indentations latérales qui permettront la mise en place de joints de mortier dissipatifs.

- Dissipation d’énergie par frottement des pièces d’assemblage : dissipation non destructive a priori



Figure 68 - (25% d’amortissement par frottement et pas de dégradation) (Figure extraite de « Construire parasismique, Ed. Parenthèses, Milan Zacek)

2.4.10. Les coques

Poids réduit pour un volume utile donné, d’éléments de structure pouvant être des petits auvents comme des enveloppes de grands halls. Transmission de l’énergie par l’ensemble de la matière Eviter les porte-à-faux importants Relative flexibilité permet adaptation aux tassements (raidir les rives pour limiter le phénomène et éviter les amorces de rupture en bord de structure) Les courbures marquées et les doubles courbures ont un meilleur comportement (moins déformables). Faible ductilité en raison de la faible épaisseur: éviter les concentrations de contraintes en adoptant des variations d’épaisseur progressives aux jonctions avec les éléments rigides Si coque sur niveau potentiellement flexible, contreventer le niveau pour éviter les concentrations de contraintes en tête de poteaux.



2.5. Dalles et diaphragmes

2.5.1. Comportement global Quel que soit le système porteur, il faut veiller à la rigidité effective des diaphragmes et à la qualité de leurs liaisons avec les palées pour contreventer efficacement le bâtiment.

2.5.2. Règles de construction PS-92 - §: 11.5 : Dispositions propres aux dalles et diaphragmes • Il doit exister un chaînage périphérique continu d’au moins 3 cm2 de section et un chaînage au croisement de chaque élément de contreventement avec le plancher, de section minimale de 1,5 cm2 et respectant la règle de 0,28 L dans le cas de contreventement par voiles, et 0,5 L, dans le cas de contreventement par portiques, L étant la largeur chaînée exprimée en mètres.

2.5.3. Qualité des liaisons des planchers composites

Si le plancher est constitué de dalles sur prédalles ou de dalles sur poutrelles et entrevous, les coutures doivent permettre la continuité mécanique entre les deux éléments, même en cas de fortes secousses.

Figure 69 - Les prédalles dont les coutures sont dégradées doivent être refusées (Document P. Balandier)



2.6. Les coefficients de comportement des structures de béton armé

2.6.1. Choix du coefficient de comportement

Soit obtenu par méthode scientifiquement établie, soit défini en fonction de la classe de régularité de la structure et de son type (PS-92 - § 6.61). Un tableau est donné à titre indicatif pour les structures en béton armé avec quelques réserves qui sont précisées et renvoient au § 6.33 qui traite en général du coefficient de comportement. PS-92 – § 11.7 : Coefficient de comportement • A défaut de valeurs plus précises obtenues par toute méthode scientifiquement établie et sanctionnée par l’expérience, les valeurs des coefficients de comportement sont définies en fonction de la classe de régularité des structures. • Pour les structures de type 2, si la formation de rotules plastiques dans les éléments comprimés porteurs est admise, ou s’il existe des articulations dans ces éléments, les valeurs des coefficients de comportement sont à diviser par 1,33. • Lorsque la période du mode de vibration considéré est inférieure à TB, il y a lieu de rectifier la valeur de q conformément au 6.33 sauf si la vérification de compatibilité des déformations est effectuée (cf 11.823).



• Pour le coefficient relatif à la composante verticale, se reporter au § 6.33

2.6.2. Compatibilité de déformation des voiles

• Contrôle de cohérence entre q retenu et l’aptitude à déformation non linéaire des voiles: le déplacement calculé doit être supérieur au déplacement élastique pour tous les niveaux.



• En l’absence de vérification, si H<28m, on peut retenir les valeurs forfaitaires minorées suivantes :

Figure 70 – Valeurs forfaitaires de q pour les voiles des immeubles de hauteur inférieure à 28m.

2.7. Mise en œuvre des éléments dits « secondaires » Rappelons qu’il ne faut pas les confondre avec les éléments non structuraux. Il s’agit bien d’éléments de la structure porteuse en statique, dont la contribution à la résistance aux sollicitations d’origine sismique est négligeable. Les règles de mise en œuvre sont celles du BAEL, complétées des précisions suivantes :

PS-92 – § 11.9 : Dispositions propres aux éléments secondaires • Les dispositions constructives à prendre en sus des règles traditionnelles sont les suivantes :

a) Poutres, poutrelles et dalles Il faut s’assurer d’une bonne liaison de l’élément porté sur l’élément porteur par l’intermédiaire d’armatures réalisant la continuité mécanique du ferraillage.

b) Poteaux La continuité mécanique des armatures doit être assurée aux extrémités de poteaux. De plus les armatures transversales aux extrémités du poteau sur la hauteur h (de la section) doivent avoir un espacement maximal à savoir le minimum de : 12 φL

0,5 b (base de la section) 30 cm. c) Murs secondaires

Un mur secondaire comporte au minimum les chaînages verticaux CV,.les chaînages CL de linteaux et les chaînages horizontaux CH suivants : CV : 3 HA φ 10 ou 4 HA φ 8 – cadres φ 6 espacés de 10 cm CL 2 armatures HA φ 8 Les chaînages CH sont définis au § 11.5 L’emplacement des chaînages CV et Cl est défini au § 11.43 sauf qu’il n’y a pas

obligation de prévoir des chaînages CV à l’intersection des murs.



3. Structures en maçonnerie

3.1. Problématique La dissipation d’énergie dans le domaine post-élastique doit pouvoir se faire sans rupture fragile de la plupart des liaisons mécaniques, de manière à ce que la capacité portante des éléments de la construction soit préservée. Or la maçonnerie est par nature un mode de construction qui comporte un grand nombre de liaisons à mode de rupture fragile entre les blocs et le mortier de liaison. Par ailleurs, les possibilités constructives de ce type de structure excluent de jouer sur la réponse spectrale (structures rigides par définition) pour réduire les forces d’inertie. Ainsi c’est la résistance mécanique elle-même qui assurera plus particulièrement la protection contre les séismes de la plupart des constructions en maçonnerie (sols fermes). Leur confinement par un réseau de chaînage aux liaisons assurant bien la continuité des barres, et la présence de panneaux de contreventement en nombre et dimension suffisants en sont les enjeux fondamentaux. Le choix de corps creux de haute résistance ajoute une réduction de la masse. Nécessité de confiner la maçonnerie Soumis à des efforts horizontaux les lits de mortier sont le lieu de ruptures fragiles et la dislocation partielle ou totale de la construction peut survenir pour des intensités locales assez faibles (VII-VIII MSK). La réponse en zone sismique est d’ajouter un réseau continu de chaînage tridimensionnel pour confiner l’ensemble des panneaux de maçonnerie et les planchers. Réseau dont nous allons voir le fonctionnement et la conception.

Figure 71 - MAQUETTE DE MACONNERIE SUR TABLE VIBRANTE (Document X) Cet essai a été réalisé pour mettre en évidence le mode de ruine des constructions de maçonnerie traditionnelles, c’est à dire n’étant pas conçues et réalisées en respectant les règles de construction parasismique en maçonnerie avec panneaux de contreventement confinés par des chaînages de béton armé dans les trois directions.



3.2. Caractéristiques des blocs à maçonner

3.2.1.1. Les matériaux pris en considération par les règles PS-92 PS-92 - § 12.112: • Les matériaux constitutifs concernés sont :

- Les moellons de pierre - Les pierres de taille ou prétaillées - Les briques et blocs de terre cuite - Les blocs en béton - Les blocs de béton cellulaire

3.2.1.2. La Pierre

L’utilisation de la pierre comme bloc à maçonner est explicitement prévu par les règles PS-92. Le fournisseur doit établir un document donnant les caractéristiques physiques et mécaniques du matériau, en particulier la résistance à la rupture en compression. En raison du poids volumique élevé du matériau, ce type de blocs n’est pas le plus approprié en zone sismique, puisqu’on cherche plutôt à réduire les forces d’inertie.

3.2.1.3. Les blocs manufacturés creux et pleins Leurs normes respectives fixent les catégories de briques et de blocs et les résistances réglementaires correspondantes à la compression. En zone sismique, les éléments structuraux principaux en blocs creux doivent comporter au moins une paroi intermédiaire longitudinale. De fait, pour éviter les confusions, seuls les blocs à trois parois devraient alimenter les chantiers. Les ouvriers ne sont pas toujours à même de distinguer les éléments structuraux principaux, la bonne volonté peut ne pas être au rendez-vous et le contrôle de chantier peut être plus complexe de fait… sans garantie pour les murs déjà montés.

Figure 72 – PS-92. L’utilisation de blocs à maçonner creux ou pleins va conditionner le dimensionnement des panneaux de contreventement (Voir plus loin).



Les blocs à maçonner pleins (et assimilés) sont: La pierre Les briques pleines de terre cuite Les blocs pleins de béton Les blocs de béton cellulaire Les briques et blocs perforés de terre cuite et de béton mis en œuvre avec leurs perforations perpendiculaires au plan de pose

Figure 73 - Les blocs perforés, pour être assimilés à des blocs pleins doivent avoir une résistance en compression au moins égale à celle du mortier (Document Milan Zacek, « Construire parasismique »)

Les blocs à maçonner creux sont: Les briques creuses de terre cuite et les blocs creux de béton. Sont assimilés à des blocs creux (résistance en compression inférieure à celle du mortier de pose ; les blocs qui ont leurs perforations parallèles au plan de pose)


3.3.1. Ce que l’on cherche à éviter Dislocation des blocs à maçonner non «confinés»: Eclatement des angles sous l’effet des déformations différentielles des façades, Dislocation des panneaux à partir des ouvertures non confinées, Dislocations en chaîne de la construction… Rupture fragile entre les éléments de la structure pour liaisons insuffisantes Déversement des façades, Chute de toiture, Chute de planchers… Rupture de points faibles ou accumulant la charge sismique Ruine de niveaux sur pilotis, Ruine de poteaux mal situés, mal conçus, mal dimensionnés, Dislocations en chaîne…

Fc >120 Bars



Figure 74 – SéismeOmbrie-Marches 97. Le déversement de façade : un premier niveau de dommages grave des maçonneries non confinées (Document X pour EERI) La chute de contraintes liée à ces dommages suffit souvent à préserver le reste de la structure, notamment en tissu continu (hors immeubles d’angle).

Figure 75 – Dislocation d’un angle sans chaînage sous l’effet des déformations différentielles alternées des deux façades (Document X)

Figure 76 – Dislocation de la maçonnerie au départ d’une ouverture non confinée (déformations non limitées) En outre, l’action de poinçonnement de la construction mitoyenne a augmenté le niveau de contraintes sur cette partie du panneau.



3.3.2. Ce que l’on recherche Une conception visant à réduire les phénomènes de torsion et autres facteurs d’accumulation de contraintes est évidemment souhaitable pour les constructions de maçonnerie. Celles-ci, par nature, sont des constructions basses au comportement rigide dont il convient de réduire la complexité afin de leur conférer une réponse la plus homogène possible aux sollicitations sismiques (efforts alternés). Confiner correctement la maçonnerie dans les trois directions (conception et résistance mécanique) en réservant des palées de stabilité bien dimensionnées et bien réparties en plan et en élévation suffira en général à répondre aux sollicitations du séisme. Aussi les recommandations de cette partie suivent-elles celles des PS-92 sans restriction et avec quelques précisions… Sauf en ce qui concerne le cas particulier des remplissages de maçonnerie des ossatures de béton armé, qui a été évoqué au chapitre précédent (constructions en béton armé) et sera commenté à nouveau ici.

Figure 77 – Cette construction de conception empirique (début XX° siècle) a résisté au séisme d’Adana (1998). (Document P. Balandier). Sa « réponse spectrale » n’était sans doute pas très élevée, mais d’autres constructions en maçonnerie dans le même quartier ont péri. On y observe trois chaînages horizontaux par étage et un renforcement du chaînage sur l’angle du plancher à défaut de chaînage vertical. N-B : Lors de l’ouverture a posteriori des baies, les lisses externes du chaînage ont été préservées, ce qui démontre une culture de la vulnérabilité aux séismes dans cette région de Turquie particulièrement affectée.

Figure 78 – La mise en œuvre de chaînages horizontaux (largement dimensionnés) à l’occasion d’une réfection de toiture, n’a pas contenu les murs de ces églises, mais elle a néanmoins prévenu l’effondrement des toitures. (Document « Le chiese e il terremoto » GNDT)



3.4. Notions générales communes à toutes les structures

3.4.1. Mise en œuvre Les dispositions des PS-92 viennent en complément des dispositions générales ou s’y substituent. Les joints verticaux doivent toujours être remplis. Les murs à double parois doivent faire l’objet de justifications des attaches sous action sismique. Les maçonneries de pierre doivent être réalisées avec des assises horizontales.

3.4.2. Notion de murs porteurs en maçonnerie et de maçonnerie de remplissage

Attention : Il faut bien distinguer les murs porteurs de maçonnerie chaînée par du béton armé des ossatures de béton armé remplies ensuite par de la maçonnerie.

- Dans le premier cas, la maçonnerie est mise en œuvre avant le béton armé des chaînages :

o avant le séisme, les descentes de charges statiques sont acheminées par l’ensemble des murs,

o pendant le séisme, les charges dynamiques horizontales alternées sont acheminées par les panneaux de maçonnerie les plus rigides (selon les deux directions). Ils assurent le contreventement de la construction. A ce titre leur localisation doit tenir compte des règles dans ce domaine auxquelles on ajoute leur fonction porteuse.

- Dans le second cas, le béton armé est coulé dans les coffrages et ensuite certains panneaux sont remplis de maçonnerie :

o Avant le séisme, les descentes de charges statiques sont acheminées par l’ossature porteuse,

o pendant le séisme, les panneaux de remplissage pleins empêchent l’ossature de se déformer librement et de fait constituent un contreventement. Nous verrons qu’il est techniquement très difficile d’assurer effectivement le contreventement des ossatures par des panneaux de maçonnerie, bien que les règles PS-92 y consentent… avec un commentaire pour le moins circonspect…

N-B : La nécessité de confiner les murs de maçonnerie dans des chaînages de béton armé pour éviter leur dislocation et leur projection hors plan exclut les dispositions de type « mur courbes » de maçonnerie.



3.5. La maçonnerie chaînée

3.5.1. Principe de fonctionnement de la structure Ces murs ne sont pas assimilés à des voiles travaillant sur toute leur surface, mais à des « cadres » de béton armé triangulés par des bielles (diagonales) résistant en compression. PS-92 - § 12.232 : Maçonnerie chaînée • Le principe de calcul de résistance consiste à assimiler l’ensemble formé par les panneaux de maçonnerie et par les chaînages en béton armé qui les encadrent à un système triangulé dont les éléments diagonaux sont constitués par les bielles actives susceptibles de se former dans la maçonnerie. • Si les bielles ont une pente comprise entre ½ et 2, il n’est pas nécessaire de justifier le non-glissement au droit des joints. • La largeur w de ces bielles est prise, dans les calculs, égale à la plus petite des deux valeurs d/6 et 4e, soit :

w = min (d/6 ; 4 e) avec : d= longueur de la bielle (diagonale du panneau) e = épaisseur brute de la maçonnerie.

• La contrainte de compression dans la maçonnerie doit être inférieure à la résistance caractéristique divisée par γm, les armatures des chaînages sont calculées suivant les règles de béton armé. Ces bielles ne doivent pas être trop horizontales pour que la composante verticale compression évite le cisaillement des lits de mortiers, ni trop verticales pour que le panneau ne soit pas sollicité en flexion.

Figure 79 – Illustration extraite de « Les constructions en zone sismique », Victor Davidovici, Editions du Moniteur. La largeur retenue par la réglementation pour la bielle de compression est égale à la plus petite des deux valeurs d/6 et 4 e, soit, par exemple pour un panneau de blocs perforés de 20 cm et de diagonale 7,8m : 1,30m et 0,80m, donc 0,80m.

Bielle active Si la résistance de la bielle n’est pas assurée il y a fissuration



3.5.2. Définition et localisation des chaînages Les préconisations des PS-92, qui répondent à une logique de confinement de chaque panneau (inclus les planchers), en en limitant les dimensions, sont très satisfaisantes. PS-92 - § 12. 2221: Principes • Dans le présent document on appelle « maçonneries chaînées » les structures porteuses réalisées en maçonnerie de petits éléments (voir 12.113) et comportant des chaînages en béton armé mis en œuvre après exécution de la maçonnerie : - chaînages horizontaux :

au niveau des fondations (éventuellement), au niveau de chaque plancher, au niveau haut ;

- chaînages verticaux, au moins : à tous les angles saillants et rentrants de la construction, aux jonctions de murs, encadrant les ouvertures de hauteur supérieure ou égale à 1,80m ;

avec les dispositions complémentaires énoncées ci-après. • Aucun élément de mur ne doit présenter de bord libre en maçonnerie.

3.5.3. Géométrie des murs de contreventement en maçonnerie chaînée Afin de conférer à l’ensemble maçonnerie – chaînages une bonne résistance aux déformations, il convient de limiter la surface des panneaux qui constituent les murs pour maîtriser l’angle des bielles et leur instabilité en fonction de leur inertie transversale.

En ce qui concerne la surface des panneaux, des règles sont définies par les différents codes. Pour les épaisseurs, le standard de 15 cm est déjà prohibé par de nombreuses règles, ne serait-ce que parce qu’il ne permet pas l’enrobage correct des aciers dans les chaînages. Les PS-92 l’autorisent encore, mais l’utilisation de blocs à maçonner de 20 cm minimum est recommandée, même dans les cas où ce n’est pas obligatoire.

Dimensions des trumeaux définies par les PS-92 (murs contribuant au contreventement):

E> ou = 15 cm (20 cm pour les éléments creux) L et H < ou = 5m S < ou = 20 m2

Dimensions de la diagonale du panneau pour les blocs creux < ou = 25 E Dimensions de la diagonale du panneau pour les blocs pleins < ou = 40 E Un seul percement de 20 cm maximum hors bielles par trumeau.

Figure 80 - (Document extrait de « Construire parasismique », Milan Zacek, Editions Parenthèses)



Dimensions des autres murs structuraux, mais ne contribuant pas au contreventement en cas de séisme E> ou = 15 cm (20 cm pour les éléments creux) H et L < ou = 5m

Figure 81 et Figure 82 – Séisme du salvador (2001). (Documents P. Balandier). L’utilisation de petits blocs à maçonner (faible inertie transversale) conduit à réduire les dimensions des trumeaux (un chaînage intermédiaire par étage. Mais le manque d’inertie transversale conduit néanmoins à la ruine les ouvrages trop sollicités.

3.5.4. Contreventement horizontal

Les planchers et les pans de toitures doivent être contreventés. En l’absence de dalle en toiture, le diaphragme supérieur ne pourra être considéré comme rigide. La conception du bâtiment devra en tenir compte au regard de sollicitations dans les deux directions sur les différents murs qui devront être équilibrées par les palées et non par le diaphragme supérieur. Il n’est pas interdit d’utiliser des planchers en bois, mais ils ne constitueront pas des diaphragmes rigides. En règle générale, les planchers de béton armé qui constituent des diaphragmes de béton armé (dalles ou dalles sur poutrelles et entrevous) répondront aux règles des ouvrages en béton armé et seront correctement ancrés dans les chaînages horizontaux pour assurer effectivement le contreventement dans les trois plans.

3.5.5. Contreventement vertical Les panneaux de contreventement vertical, ou « trumeaux », résistent aux efforts horizontaux dans leur plan et assurent la descente des charges dynamiques vers les fondations (voir « géométrie des murs de contreventement vertical »). Pour une construction en maçonnerie le contreventement est constitué d’un certain nombre de trumeaux, qui doivent impérativement avoir une largeur supérieure à 1,50m en zone III, être pleins (sans aucune ouverture à l’exception d’un percement hors bielles de compression de 20 cm maximum) et confinés sur leurs quatre côtés par des chaînages de béton armé, de façon à avoir la rigidité et la résistance au cisaillement requises. Les blocs



à maçonner utilisés doivent répondre à des « normes de résistance en compression ». Ils doivent être maçonnés en respectant certaines règles pour que leur cohésion soit bonne. La liaison avec les chaînages (coulés « à l’italienne » après le montage de la maçonnerie) doit être parfaite. N-B : Pour les ouvrages calculés avec des accélérations nominales inférieurs à 2,5 m/s2

(zones Ia et Ib pour les ouvrages hors classes D), les exigences sont réduites (voir PS-92, § 12.2225)

Figure 83 -Cette construction comprend un grand nombre de chaînages sans pour autant posséder un seul panneau de contreventement. Une conception correcte de la structure n’aurait pas demandé davantage de matériaux ni de mise en œuvre (Document P . Balandier)

3.5.6. Disposition en plan des murs de contreventement

Ces murs doivent être disposés régulièrement dans les deux plans orthogonaux. Les différents « trumeaux » de contreventement doivent avoir des largeurs comparables (1,10m minimum en zone II et 1,50m en zone III) et être superposés pour favoriser un comportement homogène de la structure. Des règles forfaitaires comme les PS-MI exigent que le contreventement soit assuré par des trumeaux de façades dont impérativement les angles. La distance entre refends ne devrait pas excéder 7m, certaines règles fixent des portées inférieures (Algérie: 5m).



Figure 84 – Sur ce bâtiment, en dehors de la vulnérabilité du soubassement sur pilotis, l’implantation des trumeaux aux angles et au milieu des façades constitue un contreventement effectif du niveau d’habitation. Il aurait été nécessaire en outre qu’il n’y ait pas de fourreaux électriques dans les chaînages. (Document Milan Zacek)

3.5.7. Chaînages horizontaux Les règles PS-92 (Article 12.222) demandent : Dimensions E: Sur toute l’épaisseur du mur (totale si double paroi) ou tolérance en réduction aux 2/3 minimum pour éviter les ponts thermiques notamment. H: 15 cm minimum Armatures longitudinales: 4 barres, une dans chaque angle, espacées de 20 cm maximum (si mur épais, ajouter une troisième barre) Résistance en traction minimum 80 kN Armatures transversales: espacement < ou = à H, ou 25 cm maximum.



3.5.8. Chaînages verticaux Les règles PS-92 (Article 12.222) demandent : Dimensions Idem chaînages horizontaux avec sections maximum aux angles. Armatures longitudinales: Idem chaînages horizontaux avec possibilités de minorer les dimensions si aN < 0, 25g, et si H < 3m.

3.5.9. Nœuds des chaînages Les règles PS-92 (Article 12.222) demandent : La continuité et le recouvrement des armatures des divers chaînages concourants doivent être assurés dans les trois directions. Problématique des blocs à chaîner Des fabricants, pour éviter le travail de coffrage, proposent des blocs creux pour les chaînages horizontaux ou verticaux à usage de coffrage perdu. Or, un chaînage c’est du béton armé bien enrobé. L’épaisseur des parois du bloc réduit de fait le volume de béton, or les règles nous imposent des dimensions minimum et un enrobage correct. Par ailleurs, il est plus difficile de vibrer correctement le béton dans ces conditions pour s’assurer de sa bonne mise en place (Sur les petits chantiers, des coups de marteau énergiques sur les planches de coffrage pendant le coulage sont un moyen rudimentaire mais efficace qui ne peut être pratiqué sur des blocs à chaîner).



Figure 85 et Figure 86 – Séisme du Salvador, 2001 (Documents P. Balandier). Ces deux illustrations montrent un exemple de blocs pour chaînages horizontaux et leur inefficacité.

3.5.10. Encadrement des ouvertures selon les règles en fonction de

la taille des baies Les règles PS-92 (§ 12.2227) distinguent trois types de baies et prescrivent les conditions d’encadrement visant à éviter la dislocation des panneaux dans lesquelles elles sont implantées: - Petites baies (catégorie P) aucune dimension supérieure à 1, 5m - Moyenne baie (catégorie M) une dimension au moins supérieure à 1,5m - Grande baie (catégorie G) une dimension supérieure à 2,5m

Blocs pour chaînages horizontaux au Salvador



Règles d’encadrement des baies selon leurs dimensions et l’accélération nominale réglementaire (zone et classe de la construction) aN P M G < 0,25g - - < 0, 35g >ou = 0,35g

En résumé :

Figure 87 – (Figure extraite de « Construire parasismique » Milan Zacek, Editions Parenthèses)

Types de cadres admis pour les baies des structures en maçonnerie Métal ou béton armé résistance en traction définie. Pour le béton armé (par deux barres longitudinales):

- dimension minimale de 7 cm et implantation sur toute l’épaisseur du mur (sauf règles des 2/3 applicables aux chaînages)

- résistance en traction minimale (domaine élastique) requise : o 40 kN en zone Ia o 60 kN en zone Ib o 85 kN en zone II o 120 kN en zone III

- espacement des deux barres 20 cm maximum (si mur épais rajouter une troisième barre)

Encadrement et liaison aux chaînages sauf si dimensions du panneau < 3.20m

Encadrement sauf si dimensions du panneau < 3.20m

Encadrement et liaison aux chaînages



Encadrement et liaison aux chaînages Encadrement



Pour le métal : Justifier par le calcul d’une résistance en traction au moins égale à celle du béton armé ci-dessus définie.

Figure 88 - (Figure extraite de « Construire parasismique » Milan Zacek, Editions Parenthèses)

3.6. Maçonnerie armée Les maçonneries armées sont chaînées selon les dispositions exposées précédemment. Les armatures des panneaux peut être:

– Horizontales uniquement – Horizontales et verticales

Leur mise en œuvre est précisée par les règles PS-92 (§ 12.223) :

3.6.1. Maçonneries armées horizontalement (tous types de blocs)

Lits d’armatures continues allant de chaînage vertical à chaînage vertical (ancrages « corrects ») Au moins deux barres par lit à proximité des parements Enrobage vertical et horizontal 2 cm minimum Résistance en traction (élastique) 13 kN Espacement maximal des barres 20 cm Barres rectilignes et posées sans flèche supérieure à 1cm/2m (Pour travailler effectivement en traction dès des premières déformations) Ecartement maximal entre les lits 50 cm (soit concrètement tous les deux rangs).

3.6.2. Maçonneries armées horizontalement et verticalement (blocs prévus à cet effet)

Lits d’armatures continues allant de chaînage à chaînage (vertical et horizontal). Ancrages « corrects ». Sections minimales entre deux chaînages: 0,5/1000 de la section correspondante des panneaux (1/20), diamètre mini 5 mm. Ecartement maximal entre les lits (verticaux et horizontaux): 60 cm



Figure 89 – Salvador. (Document Roger Coco) Maçonnerie armée horizontalement et verticalement et chaînée.

3.6.3. Commentaire Nous verrons plus loin que l’avantage des maçonneries armées est un gain en coefficient q et de dimensionnement des bielles actives et que celui des maçonneries armées dans les deux directions est de pouvoir être assimilées à des voiles de BA, mais les obligations de qualité sur chantier et le coût de la main d’œuvre rendent alors la mise en œuvre de voiles beaucoup plus intéressante. On aura tendance à considérer que la maçonnerie chaînée ordinaire est une alternative intéressante aux voiles pour les petits chantiers, et que la maçonnerie armée peut présenter un intérêt pour le remplissage des ossatures découplées (par joint résiliant périphérique aux panneaux). PS-92 - § 12.233 : Maçonneries armées § 12.2331 : Maçonnerie armée horizontalement • Pour les éléments structuraux principaux, le principe de calcul est celui indiqué au paragraphe 12.232 de la maçonnerie chaînée. § 12.2331 : Maçonnerie armée horizontalement et verticalement • Deux possibilités sont offertes pour le calcul des éléments structuraux principaux : - modélisation analogue à celle des maçonneries chaînées, en prenant pour le calcul de la contrainte dans la maçonnerie une largeur w = min (d/5 ; 5 e), - calcul en section type « béton armé », les armatures verticales des chaînages et des parties courantes devant équilibrer les tractions des zones tendues.



3.7. Maçonnerie de remplissage des ossatures La question de la maçonnerie de remplissage des ossatures est abordée dans les règles selon deux chapitres : béton armé et maçonnerie (ou charpentes métal et maçonnerie). Or il s’agit bien d’un point de vue constructif d’une seule et même structure qui présente les défauts des limites de compatibilité de comportement entre les blocs hourdés qui supportent peu de déformation et les ossatures qui par définition doivent pouvoir se déformer librement (dans les limites recherchées par le BET). Aussi la problématique des maçonneries de remplissage, bien que faisant partie du § 12 « maçonnerie » des règles PS-92 a déjà été abordée au chapitre « béton armé » du présent document. Précisons néanmoins les termes des PS-92 : PS-92 - § 12. 224 : Maçonnerie de remplissage dans les ossatures en béton armé § 12.2241 : Principe • Cet article traite des maçonneries réalisées dans les ossatures de béton armé ou précontraint et qui n’ont pas été mécaniquement liées à celles-ci. • Sont considérées comme remplissages les panneaux de maçonnerie sans fonction porteuse caractérisée vis-à-vis des charges verticales. Ces panneaux peuvent être « complets », c’est-à-dire remplir complètement l’espace délimité par deux poteaux et deux poutres, ou être « partiels ». • Pour la vérification sous action sismique, les panneaux pris en compte dans la modélisation (voir 12.2341) constituent des éléments structuraux principaux, il s’agit en général de panneaux complets sans ouverture. § 12.2242 : Dispositions constructives • Les maçonneries doivent satisfaire aux conditions géométriques définies en 12.222 et les éléments d’ossature en béton armé doivent satisfaire aux règles du chapitre 11 du présent document, relatif au béton armé. • les baies et ouvertures doivent recevoir au minimum un encadrement suivant les règles du § 12.2227 . De même les bords libres des panneaux partiels doivent recevoir au minimum un encadrement suivant les dispositions du § 12.2227 pour les ouvertures de la catégorie G. • Lorsque les panneaux complets avec ouverture et les panneaux partiels sont pris en compte dans la modélisation (12.2341) ces encadrements doivent être dimensionnés pour les sollicitations résultantes. Rappelons que le commentaire de l’article 12.2241 précise que le « comportement des constructions concernées apparaît comme assez aléatoire ». Ceci en raison de la difficulté à établir des protocoles de mise en œuvre fiables pour une réponse homogène maçonnerie-ossature en cas de séisme.

Figure 90 – Exemple de maçonnerie armée de remplissage avec joint résilient périphérique pour la découpler de l’ossature BA (Nouvel Hôpital de San Salvador) (Document P. Balandier)



Figure 91 – Effondrement d’une ossature à remplissages de maçonnerie qui n’ont pas pu contribuer au

contreventement effectif de l’ouvrage. Séisme d’Izmit 1999 (Document X pour EERI)



PS-92 - § 12.234 : Maçonneries de remplissage dans les ossatures de béton armé ou précontraint • Les principes de calcul énoncés ci-après correspondent au cas où la maçonnerie est mise en œuvre après réalisation de l’ossature. Dans le cas d’exécution de l’ossature après la maçonnerie, en particulier poutres coulées sur la maçonnerie, les principes énoncés en 10.232 pour les maçonneries chaînées sont applicables PS-92 - §: Modélisation et vérification à effectuer • A défaut de méthode plus précise, il est admis que la distribution des efforts dans la structure est calculée en assimilant l’ensemble formé par un portique en béton armé et par les panneaux complets de remplissage qu’il contient, à un système triangulé dont les éléments diagonaux sont constitués par les bielles actives susceptibles de se former dans la maçonnerie. • Si les bielles ont une pente comprise entre ½ et 2, il n’est pas nécessaire de justifier le non-glissement au droit des joints. PS-92 - § 12.2342 : Déformations horizontales • Il peut être admis en outre que les déformations horizontales du système, et par voie de conséquence les moments de flexion dans l’ossature, sont entièrement conditionnées par le raccourcissement des bielles, la rigidité propre de l’ossature étant négligée devant celle des panneaux. PS-92 - § 12.2343 : Poussée des bielles • La résistance de tous les éléments actifs, retenus dans le modèle doit être justifiée. Il doit être vérifié en particulier que les poteaux sont aptes à résister au cisaillement et au moment de flexion développée par les poussées des bielles compte tenu des délestages opérés par la composante verticale de ces dernières et de ceux consécutifs aux effets de la composante verticale de l’action sismique. PS-92 - § 12.2344 : Cas des panneaux négligés • Cette dernière vérification doit être effectuée aussi pour les poteaux bordant les panneaux de maçonnerie négligés dans le modèle. Dans leurs cas, les poussées des bielles peuvent être évaluées en considérant que les déplacements relatifs horizontaux des planchers du modèle constituent pour les bielles des déformations imposées. PS-92 - § 12.2345 : Cas des poteaux d’angle et de rive • Pour les poteaux d’angle et de rive, il doit être justifié que les poussées au vide s’exerçant sur les faces libres des nœuds du fait de l’existence d’efforts tranchants dans les poteaux sont correctement équilibrées et reportées sur les poutres. Le commentaire de l’article 12.2342 vient rappeler à juste titre que : Cette simplification est en apparence en faveur de la sécurité. Toutefois cet avantage est plus apparent que réel car il est compensé par le fait que l’intégrité des panneaux de maçonnerie soumis à la fois à une compression diagonale et aux flexions résultant de l’action de la composante de l’action sismique perpendiculaire à son plan et très sensibles aux imperfections d’exécution n’est pas entièrement fiable.




3.8.1. Conditions de rigidité des planchers Les différents types de planchers et toitures « plaques » ne constituent un « diaphragme rigide » que dans le respect de certaines dispositions constructives qui assurent un comportement dynamique satisfaisant.

– Rigidité effective dans leur plan. – Solidarisation impérative avec les chaînages périphériques et poutres qui assurent la liaison avec les palées de stabilité.

– Renforcement des bords des trémies dont les dimensions doivent être limitées (sinon, dispositions compensatrices).

– Si la « plaque » est constituée de plusieurs couches, liaisons entre les couches par des coutures assurant un comportement dynamique homogène sans dislocation.

En cas de béton armé éviter les reprises de coulage du béton entre la dalle et les chaînages, poutres, chapiteaux…

3.8.2. Cas des planchers à poutrelles et entrevous Les entrevous ne participent « pas » à la résistance dynamique du plancher, et les poutrelles ont un rôle de « nervures » pour la dalle de compression. Il est capital que les liaisons entre les nervures et la dalle soient effectives pour un comportement dynamique cohérent. La dalle de compression elle-même doit être calculée avec un minimum de 4cm (5cm pour les entrevous de polystyrène, néanmoins préférables aux rehausses isolantes sur entrevous). Ces « planchers nervurés » ont l’avantage d’avoir une masse réduite (Réduction Fi) pour une bonne résistance mécanique (au regard des dalles coulées en place). Les liaisons entre les poutrelles et la dalle de compression et celle du plancher avec les chaînages horizontaux doivent être soignées. De plus en plus de fabricants proposent des produits adaptés aux zones sismiques (poutrelles, aciers).


3.9.1. Calculs et vérification Les règles de calcul et de vérification sont données par les PS-92 Elles sont définies pour (rappels):

– Les maçonneries chaînées assimilées à un système triangulé par les bielles actives susceptibles de se former (si leur pente est comprise entre ½ et 2, le non-glissement des joints est réputé justifié)

– Les maçonneries armées horizontalement assimilées aux maçonneries chaînées – Les maçonneries armées horizontalement et verticalement qui peuvent être considérées au choix comme:

• Les maçonneries chaînées • Le béton armé



3.9.2. Le coefficient q On trouve les coefficients q forfaitaires des maçonneries au chapitre béton armé des PS-92 (voir tableau § PS-92, § 11.7 au chapitre béton armé du présent document). Soit :

- maçonnerie porteuse chaînée : 2,5 - maçonnerie porteuse chaînée et armée : 3 - ossature avec remplissage a posteriori : 1,5

avec coefficients minorants en cas de bâtiments de régularité moyenne ou irréguliers. Ces coefficients constatent que le remplissage des ossatures génère des modes de ruine fragile et que le gain sur l’armature des maçonneries n’est pas appréciable au regard du coût d mise en œuvre.

3.10. Les éléments secondaires (PS-92 § 12.33)

3.10.1. Les cloisons de distribution d’épaisseur inférieure ou égale à 10 cm

Elles doivent respecter les dispositions suivantes :

Pas de bord libre Jonction impérative à d’autres murs, cloisons ou potelets (béton armé, métal ou

bois) de pleine hauteur Si cloison de pleine hauteur, elles doivent être solidaires des planchers pour éviter

leur déversement Si hauteur partielle, encadrements liés au gros-œuvre Harpage des cloisons perpendiculaires S < 14 m2, H et L < 5m, d < 100 e Encadrement des baies (BA, métal, bois)

3.10.2. Les cloisons de distribution d’épaisseur supérieure à 10 cm Elles doivent respecter les dispositions suivantes :

Idem cloisons précédentes et Chaînages en béton armé en métal ou en bois des panneaux

S < 20 m2, H et L < 5m, d < 50 e Encadrement des baies (BA, métal, bois) relié à l’ossature ou aux chaînages si type

G. Vérification de leur participation au comportement dynamique de la structure (raideurs)



4. Structures en acier

4.1. Le matériau acier

L’acier est réglementairement défini par ses nuances (critères de rigidité et résistance) Sa production industrielle se fait selon des procédures en général bien contrôlées (Normalisation des nuances et fabrication des profilés fiable et respectée dans la plupart des pays) = Fiabilité du comportement projeté et calculé pour les sections. Restent à maîtriser le comportement global de la structure (conception) et la résistance mécanique des assemblages (réalisation).

Figure 92 – Tests dynamiques d’éléments de structure en acier (Document USGS- USA). L’acier est certainement le matériau de construction dont le comportement réel peut être le plus fiable par référence au comportement projeté (moins d’incertitude sur la production et la mise en œuvre, sauf peut-être sur les petits chantiers qui font l’objet de moins de vérifications)

Comportement sous séisme Très bon comportement sous séisme dû à ses qualités:

– Très bonne résistance en traction et en compression – Bonne résistance au cisaillement – Rapport résistance/masse volumique élevé – Résilience élevée (absorption d’énergie cinétique, bon comportement sous

sollicitations alternées) – Ductilité élevée (sauf certains aciers spéciaux et types de section à éviter)

Ces qualités doivent être conservées par:

– Le choix de la structure – le choix et la mise en œuvre des éléments et de leurs assemblages – la prévention de la corrosion.

En outre, le fait de pouvoir réparer la structure après séisme par remplacement des éléments plastifiés ou rompus est un avantage complémentaire non négligeable.



Vulnérabilité propre au matériau Corrosion:

– Traitement par galvanisation, ou mieux par métallisation

(cher mais permettant les interventions a posteriori avec

des résultats durables)

– Dispositions constructives contre les remontées d’eau Feu:

– Protection nécessaire, notamment en raison des incendies post-sismiques.


4.2.1. Ce que l’on veut éviter Même non conçues pour être parasismiques, les structures d’acier réalisées dans le respect des règles de l’art arrivent peu à l’effondrement en raison de la ductilité des éléments. Les dommages observés sont les suivants: – Plastification des barres: flambage, cloquage, déversement. – Ruptures fragiles (notamment des assemblages): des tirants en croix, déchirement des goussets, éclatement des soudures, ancrages insuffisants dans les fondations Problématique de l’instabilité de forme d’ensemble La conception des ossatures métalliques est souvent « flexible », ce qui peut s’accompagner sous séisme d’une instabilité de forme inacceptable, alors que la capacité de résistance n’est pas épuisée. Afin de limiter ces déformations, on sera amené à raidir les structures élancées par des contreventements appropriés. Par ailleurs, une ductilité élevée est souhaitable, elle dissipe l’énergie sismique et fait chuter le niveau de contrainte ce qui limite les déformations d’ensemble (énergie dissipée plutôt que stockée). Problématique de l’instabilité de forme des barres

La stabilité latérale des éléments en I doit être assurée par des entretoises, plus particulièrement dans les zones critiques (les plus sollicitées). Les poteaux tubulaires ou en caisson sont préférables, car ils ont une meilleure résistance au flambement et à la torsion. Les poutres à âme pleine se comportent mieux que les poutres ajourées (qui doivent être « pleines » à proximité des zones critiques).

Figure 93 – Exemple de raidissage par entretoises des zones les plus sollicitées des sections pour éviter leur instabilité latérale. (Figure extraite de « construire parasismique », Milan Zacek, Editions Parenthèses)



Figure 94 - Cloquage d’un pied de poteau acier (Séisme de Kobé, 1995) (Document EQIIS – USA)

Dommages aux éléments non structuraux La conception des ossatures métalliques est souvent « flexible », ce qui entraîne des dommages élevés aux éléments non structuraux qui s’accommodent mal des déformations sous séisme. Il est souhaitable de découpler les éléments rigides de manière à ce qu’ils ne soient pas contraints par les déformations de la structure métallique.

4.2.2. Ce que l’on recherche Optimiser les qualités du matériau par la conception de la structure. Maîtriser l’amplitude de ses déformations élastiques (préservation des éléments secondaires, équipements et occupants), maîtriser l’emplacement des rotules plastiques hors des éléments porteurs et zones critiques et optimiser leur rendement. Assurer la résistance mécanique de tous les assemblages : rigides ou articulés.




4.3.1. Approche générale de la conception des structures métalliques en zone sismique

Les structures métalliques doivent être conformes aux règles générales de construction métallique. En outre, elles doivent être conformes aux dispositions des règles PS-92, notamment à celles édictées par le § 13 « Constructions métalliques », qui reconnaît deux approches:

– Conception de structures non dissipatives (q = 1) Elles doivent être dimensionnées pour rester dans le domaine élastique sous l’action sismique de calcul. ou

– Conception de structures dissipatives Les règles PS-92, §13 « construction métallique », classent les structures dissipatives en fonction de leur ductilité pour leur autoriser un coefficient q > 1. Cette seconde approche de la conception permettra effectivement d’optimiser les qualités de l’acier sous sollicitations dynamiques. L’enjeu de la conception d’une structure métallique sera un arbitrage entre la maîtrise de ses déformations et l’optimisation de sa ductilité, au regard de sa géométrie globale.

4.3.2. Règles de construction applicables aux constructions métalliques Les PS-92 indiquent les règles de construction à respecter et qu’elles viennent préciser: En général: - DTU P22-701 (règles CM 66 ad.80 dites « règles de calcul des constructions en acier ») - Eurocode 3 et son DAN - Normes NF de la série P 22… Si comportement dissipatif: - DTU P22 – 701 - Eurocode 3 et son DAN En fait désormais seul l’EC3 s’applique depuis son décret d’application (postérieur à 1992).



4.3.3. Notion de structures dissipatives ou non dissipatives

4.3.3.1. Structures non dissipatives (PS-92 § 13.21) Elles doivent être dimensionnées de manière à rester dans le domaine élastique Dans ce cas, elles doivent satisfaire aux règles en vigueur pour la vérification des constructions métalliques dans le domaine élastique. Malgré leur autorisation réglementaire, elles ne devraient pas être utilisées en zone de sismicité élevée en raison de l’énergie qu’elles peuvent stocker et du niveau de contrainte très élevé qui peut en découler. Celui-ci pouvant amener une ruine fragile si l’action de calcul est dépassée lors d’un séisme majeur (aN réelle plus forte, RD(T) ou τ sous-estimés). Si on retient l’hypothèse de rester dans le domaine élastique pour l’action de calcul, il est préférable d’opter pour une structure dissipative et de retenir q = 1.

4.3.3.2. Structures dissipatives (PS-92 § 13.22) Elles doivent être dimensionnées de manière à ce que la localisation et l’efficacité dissipative des déformations plastiques soient parfaitement contrôlées. Le travail de déformation plastique provoque une dissipation hystérétique de l’énergie sismique par certains éléments de structure ou dans les zones localisées de ces éléments. Les exigences garantissant la bonne efficacité des zones dissipatives sont relatives

– au matériau acier, – à la stabilité de forme des éléments, – à la stabilité d’ensemble de la structure, – au degré de sollicitation des éléments

Spécifications pour le matériau acier dans les zones dissipatives (PS-92) Application de l’EC3-DAN, pour les conditions de ductilité et d’allongement (§3.222 ), et de bonne soudabilité. Soit:

– Résistance en traction spécifiée supérieure ou égale à 1,2X la limite d’élasticité minimum spécifiée

– Conditions d’allongement à la rupture définies relativement à la section – Diagramme contrainte/déformation démontrant une déformation ultime 20x

supérieure à la limite d’élasticité. Les nuances satisfaisant ces conditions sont spécifiées par l’EC3. Maîtrise de l’emplacement des zones dissipatives selon les PS-92 Les variations des limites d’élasticité réelles (fyr) vis-à-vis des limites d’élasticité de calcul (fy) ne doivent pas remettre en cause l’emplacement des zones dissipatives. Si (fyr/fy)max (Zone dissipative) > 115% (fyr/fy)min (Zone non dissipative), alors, majorer les sollicitations de calcul dans les barres non dissipatives.



Figure 95 -Flambement d’un poteau d’acier enrobé de BA (Séisme d’Anchorage, 1964) (Document Karl – V. Steinbrugge)

Une bonne conception des structures métalliques doit assurer la maîtrise de l’emplacement des zones dissipatives hors des poteaux et des zones critiques.

Figure 96 – Chantier du palais de Justice de Grenoble (Document P. Balandier) Une zone « faible » a été organisée à l’extrémité de chaque barre de contreventement de manière à maîtriser l’emplacement d’une éventuelle rotule plastique, « zone dissipative » des PS-92.

4.4. Les différents types de structures porteuses dissipatives et leur définition réglementaire

Les structures métalliques son classées selon:

– Leur rigidité – Leur résistance post-élastique

Ce classement se traduit dans les valeurs affectées au coefficient q qui peut être utilisé dans l’analyse de la structure. N-B: Les structures à comportement non dissipatif (q=1) ne relèvent pas de la classification suivante en termes de conception PS.



Figure 97 – Les trois conceptions du contreventement des ossatures acier. (Figure extraite de « construire parasismique », Milan Zacek, Editions Parenthèses)

4.4.1. Structures à cadres (Contreventées par effet de « portique

résistant ») Les règles PS-92 dénomment « structures à cadres » les ossatures à nœuds constituant des encastrements: ce sont des structures autostables. Leur résistance aux séismes est assurée:

– Par la résistance en flexion des barres – Et la résistance des assemblages dits « rigides ».

Dans ces structures, les zones dissipatives sont situées au voisinage des nœuds d’assemblage, de préférence dans les poutres. Les rotules plastiques fonctionnent en flexion alternée. Si celles-ci sont bien localisées, en raison de leur nombre potentiel élevé, ces structures ont en général un niveau élevé d’hyperstaticité. PS-92 - § 13.321 : Les structures « à cadres » • Ces structures résistent aux efforts sismiques essentiellement par la résistance en flexion des barres et la résistance des assemblages dits « rigides ».

Figure 98 – Exemple de mise en œuvre de nœuds d’ossature rigides. (Figure extraite de « construire parasismique », Milan Zacek, Editions Parenthèses)

Problématique de la flexibilité des structures à cadres



Ce mode de contreventement à comportement flexible peut poser problème sur des sols meubles dont le signal est potentiellement riche en basses fréquences susceptibles de les mettre en résonance. Dans ce cas, les raidir par ajout de contreventement pour réduire leur période propre d’oscillation. Assemblage des zones critiques en usine (Nœuds d’ossature) Les soudures en usine sont plus fiables que les assemblages (soudés ou boulonnés) sur chantier. Ainsi il est préférable que les zones critiques soient traitées en usine, et les assemblages sur chantier réalisés hors des zones critiques.

Figure 99 et Figure 100- Chantiers aux Etats-Unis. (Documents USGS)

Les poteaux et nœuds d’ossature, dont on souhaite qu’ils soient plus résistants que les poutres sont produits en usine sur deux ou trois niveaux avec les « moignons » de poutres (zones critiques). Ainsi les assemblages sur chantier se font, pour les poteaux par soudure entre deux zones critiques, et pour les poutres par boulonnage au-delà de chaque zone critique.



4.4.2. Structures contreventées Le système de contreventement des ossatures articulées peut être « centré » ou « excentré ». Ces structures sont plus rigides que les structures à cadres autostables. Moins déformables, elles imposent sous séisme moins de dommages aux éléments non structuraux.

4.4.2.1. Contreventement centré Ossatures pour lesquelles les lignes d’épure du système de contreventement (lignes des centres de gravité ne présentent aucun excentrement par rapport à l’intersection des lignes moyennes des barres. L’action sismique est reprise essentiellement (traction et/ou compression) dans les barres de contreventement. La dissipation de l’énergie sismique se fait essentiellement par plastification en traction de ces barres (et accessoirement en compression sous condition de rigidité des nœuds et de maîtrise des conséquences du flambement)

4.4.2.1.1. Par croix de Saint-André Dans ce cas les diagonales sont assemblées sur les noeuds d’intersection des barres qui ne doivent pas être sollicité en compression par les diagonales. Il est donc considéré que les barres n’interviennent efficacement dans la résistance dissipative de la structure que sous sollicitation en traction. Ce système est assez peu dissipatif (dégradation rapide des tirants). PS-92 - § 13.2221 : Contreventement centré (Extrait relatif au contreventement en croix de Saint-André) • Dans ce système il est admis de considérer que seules les barres de contreventement en traction, pour un sens donné de l’action sismique horizontale, interviennent avec efficacité dans la résistance dissipative de la structure. Commentaire de l’article : Les diagonales en compression constituent des éléments faiblement dissipatif par suite de leur dégradation rapide par flambement sous sollicitations axiales répétées.



Figure 101 – ce qui caractérise la localisation des barres des croix de Saint-André est qu’elles sont fixées aux angles de la travée, ce qui conditionne leur interaction avec la structure. Les diagonales dans les deux directions ne sont pas forcément sur la même travée : la « croix » n’apparaît pas forcément.

Figure 102 et Figure 103 – Exemple de contreventement hyperstatique sur les travées de façade. La rupture ou le flambement de quelques travées n’a pas provoqué la ruine : le report de charges horizontales s’est fait sur les autres travées. (Document X)

Figure 104 – Palais de justice de Grenoble. Contreventement d’un noyau central du bâtiment par croix de Saint-André. (Document P. Balandier)



4.4.2.1.2. En V Dans ce cas, le point d’intersection des diagonales de contreventement se trouve sur une poutre. Ces assemblages sont généralement articulés, mais les encastrements sont préférables. Dans ce cas la résistance à l’action sismique horizontale nécessite l’action conjointe des diagonales tendues et comprimées. PS-92 - § 13.2221 : Contreventement centré (Extrait relatif au contreventement en V) • Dans ce système le point d’intersection des diagonales de contreventement se trouve sur la barre qui doit être continue. La résistance à l’action sismique horizontale ne peut être procurée qu’en considérant la participation conjointe des diagonales tendues et comprimées. Commentaire de l’article : Dans la mesure où les diagonales de contreventement comprimées doivent intervenir dans la stabilité de la structure, le comportement global dissipatif de ce type de structure est moins efficace que le précédent (Croix de Saint-André). Figure 105 – Exemples de configurations de contreventements en V (Figure extraite de « construire parasismique », Milan Zacek, Editions Parenthèses)

Figure 106 – Assemblages de contreventements en V favorisant la formation des rotules plastiques hors des poteaux et des poutres. (Figure extraite de « construire parasismique », Milan Zacek, Editions Parenthèses)



Figure 107 – Plastification d’une barre de contreventement en V (Document X)

Figure 108 – Chantier du palais de justice de Grenoble. Exemple de contreventement en V avec localisation des zones dissipatrices par affaiblissement de la section des barres en V aux extrémités. (Document D. Grèzes)

N-B : Ces poteaux reposent sur des appuis glissants.

L

4.4.2.1.3. En K Dans ce cas, le point d’intersection des diagonales de contreventement se trouve sur l’axe des poteaux (Poteau bridé). Q=1 car on ne peut pas accepter la plastification sur les poteaux. PS-92 - § 13.2221 : Contreventement centré (Extrait relatif au contreventement en K) • Dans ce système de contreventement, le point d’intersection des lignes d’épure des diagonales de

contreventement se trouve sur l’axe des poteaux. Un tel système ne doit pas être considéré comme

dissipatif.

Commentaire de l’article : Un contreventement en K ne peut être considéré comme dissipatif parce qu’il exigerait la coopération du poteau au mécanisme plastique ; en effet, ce mécanisme tend à former une rotule plastique dans le poteau dès que la résistance en compression de la diagonale du contreventement est dépassée.

Figure 109 – Exemples de contreventements en K. ce type de contreventement qui est acceptable en zone non sismique est accepté en zone sismique, mais on ne tolère aucune incursion dans le domaine post-élastique. (Figure extraite de « construire parasismique », Milan Zacek, Editions Parenthèses)



4.4.2.2. Contreventement excentré (PS-92 - § 13.3222) Dans ce système de contreventement, les intersections des « diagonales » ne passent pas par les intersections des lignes moyennes des poutres et poteaux. Les excentrements produisent des « tronçons courts » (dans la structure ou, de préférence, dans les barres de contreventement) sur lesquels les rotules plastiques se forment par déformation à la fois en flexion et en effort tranchant. Le tronçon court doit être raidi (et non affaibli par un percement). Figure 110 – Exemples de système de contreventement excentré. (Figure extraite de « construire parasismique », Milan Zacek, Editions Parenthèses)

Les tronçons courts créés par l’excentrement créent des rotules plastiques qui travaillent en cisaillement (et non en flexion), ce qui leur assure un rendement beaucoup plus élevé. Il est important que l’emplacement de ces rotules soit bien maîtrisé. Moyennant quoi, ce type de structure justifie d’un coefficient q très élevé.

Figure 111 - Contreventement excentré détails d’assemblages avec raidissage des barres de structures sollicitées pour éviter leur perte de stabilité latérale. (Figure extraite de « construire parasismique », Milan Zacek, Editions Parenthèses)



Figure 112 et Figure 113 - Les palées de stabilité disposées aux extrémités de cette construction ont des barres de contreventement excentrées créant des tronçons courts aux extrémités des poutres. (Documents X pour USGS)

Figure 114 – Test en laboratoire (Document X) Exemple de contreventement excentré sur barres de contreventement en V. Ce système est préférable au précédent car la plastification se fait hors de la structure porteuse et la réparation peut se faire plus aisément et pour un moindre coût.

4.4.3. Structures à cadres et contreventées

Combinaison de comportements (raidissage de la structure flexible) La dissipation d’énergie sous l’action du séisme se fait moins par formation de rotules plastique dans les poutres, mais surtout par plastification axiale des diagonales de contreventement Ainsi les diagonales limitent les déplacements relatifs entre les planchers, et occasionnent en contrepartie une perte de ductilité et n’autorise pas une baisse du niveau de sollicitaion aussi importante que les cadres seuls. Les avantages sont de réduire la période propre d’oscillation (si nécessaire pour exclure une mise en résonance sursol meuble) et réduire l’amplitude des déformations.



PS-92 - § 13.323 : Les structures à « cadres » et « contreventées » • Ce type de structure combine les comportements des deux types de structures décrits précédemment. • La dissipation de l’énergie apportée par l’action sismique se fait à la fois par formation de rotules plastiques dans les poutres et par déformation plastique axiale dans les barres de contreventement. Ces barres interviennent également pour limiter les déplacements relatifs entre planchers consécutifs.

4.4.4. Structures à diaphragmes Ces structures résistent à l’action du séisme par effet de « diaphragme » des parois verticales et des planchers. Le niveau de ductilité de ces structures dépend de la déformation plastique au cisaillement des parois dont la liaison au cadre de l’ossature métallique doit être rigide. Bien qu’ils soient autorisés, il faudrait éviter les remplissages en maçonnerie PS-92 - § 13.324 : Les structures avec diaphragmes • Ces structures résistent, vis-à-vis de l’action sismique, par l’effet de diaphragme des parois verticales (murs) et/ou horizontales (planchers). Le niveau de comportement dissipatif de ces structures est fonction de la capacité de résistance ductile au cisaillement des parois, celles-ci pouvant être élaborées à partir de techniques et de matériaux très divers (tôle nervurée formée à froid, mur en maçonnerie armée, voile en béton armé, panneaux spéciaux préfabriqués, etc.). Les parois doivent être fixées au cadre de l’ossature métallique de manière à pouvoir considérer la liaison comme rigide. N-B : des recherches ont abouti à l’étranger à la production de panneaux préfabriqués ductiles qui

ne seront pas présentés ici.



Problématique des remplissages maçonnés. Un peu moins dramatiques pour la stabilité d’ensemble que pour les ossatures de béton armé, en raison de la plus grande résistance post-élastique de l’acier, elles doivent néanmoins être évitées en raison du niveau d’endommagement qu’elles peuvent amener. Figure 115 (Figure extraite de « construire parasismique », Milan Zacek, Editions Parenthèses)

et Figure 116 (Document P. Balandier) Remplissage en maçonnerie des structures métalliques.

Les maçonneries de remplissage des structures en acier doivent être armées. La structure d’acier elle-même met peu de forces d’inertie en jeu en raison de ses faibles masses. Les remplissages de maçonnerie sous l’effet de leur propre inertie entraîneront l’ossature et risquent de provoquer sa ruine. Noter sur le petit bâtiment d droite que ces remplissages partiels ne constituent pas des panneaux de contreventement (outre leur mauvaise mise en œuvre).

Figure 117 - Remplissages de maçonnerie armée détruits par les déformations trop importantes de l’ossature d’acier (Séisme d’Anchorage, 1964) (Document Karl – V. Steinbrugge)



Figure 118 – Les voiles d’acier nervurés sont à même d’avoir un comportement ductile au cisaillement s’ils sont bien assemblés sur les montants de la structure. (Figure extraite de « construire parasismique », Milan Zacek, Editions Parenthèses)

4.4.5. Structures fonctionnant en consoles verticales

Les déformations de ces structures « tubulaires » sont globales sur toute la hauteur et non relatives niveau par niveau. Elles sont utilisées pour les IGH, car elles apportent une bonne résistance au vent. Dans ce cas il s’agit de sortes de « grilles tubulaires » de poteaux et poutres-allèges assemblées à mi-portée. On recherchera de la ductilité dans les éléments horizontaux de ces sortes de treillis. Dans ce cas les périodes propres d’oscillation sont élevées, et en général (sauf sol meuble très profond, qui ne peut pas passer inaperçu), c’est le vent qui est dimensionnant. Les diaphragmes sont impérativement rigides. PS-92 - § 13.325 : Les structures fonctionnant en console verticale • Ces structures particulières se traduisent par un comportement dissipatif localisé uniquement aux extrémités des poteaux. Commentaire de l’article : Ce type de structure, de faible degré d’hyperstaticité, concerne aussi bien les portiques classiques à un seul niveau, avec une traverse rigide, que les structures élancées de type « tube » où les éléments résistants sont essentiellement des poteaux situés en périphérie de la structure. Figure 119 et Figure 120 - Exemple d’IGH fonctionnant en console verticale. Les sections importantes des éléments du « treillis » de façade et leur trame courte leur confère ce comportement global sur toute la hauteur du bâtiment. (Figure extraite de « construire parasismique », Milan Zacek, Editions Parenthèses)



4.4.6. Structures couplées acier et BA PS-92 - § 13.326 : les structures couplées acier et béton armé • Ces structures comprennent à la fois une (ou plusieurs) ossature métallique et une (ou plusieurs) ossature en béton armé qui résistent conjointement sur toute leur hauteur aux actions sismiques. Liaisons articulées entre ces deux structures ayant chacune son comportement propre avec interaction.

4.4.7. Structures mixtes acier et BA Dans ce cas l’ossature résistante est partiellement en béton armé et partiellement en acier. Ces structures allient la ductilité de l’acier (dont les sections peuvent être réduites par rapport à une ossature non mixte) et la rigidité du béton armé (qui améliore la stabilité de forme de l’ensemble et apporte la résistance au feu). La connexion mécanique des planchers doit être répartie sur la longueur de la poutre. PS-92 - § 13. 327 : Les structures mixtes acier – béton armé • Il s’agit de structures dont l’ossature résistante est formée d’éléments, poutres, poteaux et planchers, de type « mixte », c’est-à-dire d’une partie en acier et d’une partie en béton armé qui participent à la résistance de l’élément. • Les poutres et les planchers doivent comporter obligatoirement une connexion mécanique répartie le long de l’élément.



Figure 121 – représentations schématiques de la conception d’une structure mixte (Figure extraite de « construire parasismique », Milan Zacek, Editions Parenthèses)

Figure 122 – Exemple de structure mixte en cours de chantier (Document USGS)

A droite, le béton est déjà en place, à gauche, seule l’ossature d’acier est déjà assemblée. On notera que les poutres d’acier alvéolées ne sont pas ajourées dans la zone critique.



4.5. Dalles et diaphragmes Les règles de mise en œuvre sont celles d l’EC3 (DAN). On portera une attention particulière à la qualité des liaisons des diaphragmes rigides contribuant à la distribution des efforts horizontaux.

4.5.1. Planchers collaborants La qualité des liaisons mécaniques doit assurer la solidarisation effective du plancher avec l’ossature pour qu’il puisse jouer son rôle de diaphragme rigide.

Figure 123 - Plancher collaborant désolidarisé de l’ossature par les secousses (Séisme d’Anchorage, 1964) (Document Karl – V. Steinbrugge) ce plancher n’a pas pu jouer un rôle de diaphragme rigide.

4.5.2. Toitures légères Pour bien des structures métalliques on a des toitures légères, ce qui est plus favorable au regard des forces d’inertie. Pour jouer leur rôle de diaphragme rigide elles doivent être plus rigides que les palées verticales. En tout état de cause, elles doivent être contreventées.

Figure 124 - Poutre au vent (Document P. Balandier)




Pour les structures régulières et d’irrégularité moyenne (critères définis au §6 des PS-92), coefficient q des différents types de structures dissipatives telles que définies auparavant est donné par le tableau 13.41 SI les exigences relatives aux classes de section (tableau 13.5) sont satisfaites. Coefficient q selon les types de structures

PS-92 - §13.4 : Coefficient de comportement des structures dissipatives • Le coefficient de comportement introduit dans l’article 13.3 traduit la propriété pour une structure d’avoir un plus ou moins bon comportement dissipatif vis-à-vis des sollicitations sismiques. Dans le cas des structures régulières (cf. article 6.6121) et les structures d’irrégularité moyenne (cf. article 6.6131), le coefficient de comportement pour les divers types de structures présentées à l’article 13.3 est donné au tableau 13.41 ci-après. • Les valeurs indiquées pour q dans ce tableau ne peuvent être utilisées que si les exigences de l’article 13.5 relatives à la classe des sections sont satisfaites ; dans le cas contraire, des valeurs de q inférieures à celles indiquées dans le tableau doivent être utilisées, en conformité avec la classe de section adoptée. • Les valeurs du coefficient de comportement données dans le tableau 13.41 sont à multiplier par 0,85 pour les constructions de forme géométrique moyennement irrégulières et 0,70 pour les constructions irrégulières. • … (cas des constructions pour lesquelles aN < ou = 2,5 m/s2) Commentaire de l’article : Dans le tableau 13.41, le rapport αu / α1 : traduit la faculté de redistribuer les efforts plastiquement dans la structure : il est donc d’autant plus élevé que celle-ci est plus hyperstatique. Cette redistribution peut être prise en compte sous réserve que les zones



dissipatives de la structure ne périssent pas prématurément, faute d’une capacité de déformation suffisante (ductilité). Les paramètres α1 et αu sont les multiplicateurs de charge par lesquels il faut multiplier les actions sismiques seules, les autres actions restant constantes, sous l’hypothèse d’un chargement monotone croissant, pour obtenir respectivement le stade d’apparition de la première rotule plastique et le stade provoquant un mécanisme de ruine dans la structure. A défaut d’un calcul exact des valeurs des multiplicateurs α1 et αu on peut prendre les valeurs conservatrices du rapport αu / α1 données dans le tableau C. 13.42 En résumé : A défaut de justification par le calcul, le coefficient rectificatif αu/α1 peut être retenu forfaitairement:

Le coefficient de comportement ne peut cependant pas être inférieur à 1. Vérification du coefficient q selon les sections des barres PS-92 - §13.5 : Exigences relatives à la classe des sections • Pour les structures calculées avec un coefficient de comportement q > 1, les parois des sections comprimées et/ou fléchies des éléments ayant un rôle dissipatif dans ces structures (poutres, poteaux, barres de contreventement) doivent satisfaire les critères de classes de sections indiquées dans le tableau 13.52. Les classes de sections sont indiquées dans le tableau 13.51 en fonction directement du coefficient de comportement q.. • Tableau 13.51 – Critères de classe de section en relation avec le coefficient de comportement. Coefficient de comportement q Classe de section

< ou = 6 classe A < ou = 4 classe B < ou = 2 classe C

Pour être en droit d’utiliser un coefficient de comportement q > 6, toutes les sections des éléments dissipatifs doivent être de classe A, en outre l’effort normal de calcul NSd et l’élancement réduit λ dans le plan de flambement le plus défavorable de chaque barre dissipative doivent satisfaire les conditions : Barre fléchie avec inversion de courbure : NSd / Npl.Rd < ou = 0,15 et λ < ου = 1,1 Barre fléchie en simple courbure : NSd / Npl.Rd < ou = 0,15 et λ < ου = 0,65 Où Npl.Rd est la résistance plastique de calcul de la barre à l’effort normal.



(Voir tableau 13.52 – critères de classification des sections – page suivante)

Commentaire de l’article : Les classes de section considérées au tableau 13.51 sont en partie différentes de celles figurant dans l’Eurocode 3 (DAN) dans la mesure où elles intègrent un aspect dissipatif en plus de l’exigence de ductilité. N-B :Classification des sections transversales selon l’EC3-DAN (différente de celle des PS-92) •Classe 1: Section transversale pouvant former une rotule plastique avec la capacité de rotation requise pour l’analyse plastique •Classe 2: Sections transversales pouvant développer un moment de résistance plastique mais avec une capacité de rotation limitée. •Classe 3: Sections transversales dont la contrainte calculée dans la fibre extrême comprimée de l’élément en acier peut atteindre la limite d’élasticité, mais dont le voilement local est susceptible d’empêcher le développement du moment de résistance plastique •Classe 4: Sections transversales dont la résistance au moment fléchissant ou à la compression doit être déterminée avec prise en compte explicite des effets de voilement local



4.7. Spécifications pour les éléments constructifs

4.7.1. Les assemblages entre éléments Bien réalisées, les liaisons entre éléments (soudure ou boulonnage) doivent assurer la continuité mécanique des éléments assemblés. Les règles définissent les conditions de mise en œuvre. En zone sismique, les liaisons entre la superstructure et les fondations ne devraient pas compter sur la simple adhérence des boulons dans le béton, même avec crochets, mais se faire par des butées (plaques d’arrêt ou barres), plus à même de mobiliser le massif. Les tiges filetées doivent être ductiles afin d’éviter la rupture fragile sous les efforts à l’arrachement. Cas des ancrages au soubassement

Figure 125 - Ancrage des ossatures acier dans les fondations (Document MZ)

Figure 126 – Plastification des tiges filetées d’ancrage aux fondations d’une ossature acier (Séisme du Chili, 1960) (Document Karl – V. Steinbrugge)

Cas général :



– rigide (plastification hors de la zone critique), il contribue directement à la stabilité d’ensemble. – articulé (vraie articulation ou rotule plastique sur la liaison entre les éléments) – pas d’assemblage semi-rigide pouvant changer le mécanisme « projeté » pendant le séisme. Eviter toute rupture fragile (protocoles de mise en œuvre à respecter). Les zones ductiles doivent « fonctionner » avant que le niveau de contraintes soit trop élevé dans les assemblages. Renforcement par entretoises. L’EC8 recommande un contrôle sur chantier de la qualité des assemblages. Figure 127 – Chantier du palais de justice de Grenoble (Document P. Balandier)

Liaisons rigides sur l’ossature principale et articulées entre les barres des croix de Saint-André et la structure principale.

Figure 128 – Articulations « vraies » pour la liaison de tirants de contreventement (Document P. Balandier)

4.7.2. Nature et conception des assemblages situés au voisinage des

zones dissipatives selon les PS-92 Sauf justification scientifiquement établie et justifiée par l’expérience, les assemblages semi-rigides ne sont pas autorisés. (Assemblages rigides ou articulés seulement) Les assemblages soudés et boulonnés doivent répondre à des obligations de résistance et de mise en œuvre pour éviter impérativement la rupture fragile.



Figure 129 – Courbes contrainte/déformation des différents types d’assemblages. Les assemblages semi-rigides qui ont un comportement hybride ne sont pas acceptés pour les structures en zone sismique puisqu’on veut maîtriser la localisation des zones dissipatives.

4.7.2.1. Les assemblages soudés Les assemblages entièrement soudés, réalisés par cordon de soudure, présentent une meilleure continuité mécanique et un comportement plus ductile. En cas de défauts de réalisation, le risque d’éclatement fragile existe (les discontinuités créent un effet d’entaille). Aussi il est recommandé de souder en usine les assemblages de pièces sensibles et d’épaisseur importante. Les règles PS-92 (§ 13.6) précisent leurs conditions de résistance.

Figure 130 - Ossature acier enrobée de BA. Cisaillement sur soudure mal réalisée entre le poteau et la poutre. (Séisme d’Anchorage, 1964) – (Document Karl-V. Steinbrugge)



4.7.2.2. Les assemblages boulonnés Les règles PS-92 (§ 13.6) précisent leurs conditions de résistance pour les barres principales et de contreventement. Travail au cisaillement: Boulons précontraints à haute résistance et serrage contrôlé, résistant au glissement à l’état limite ultime sont seuls autorisés sur les zones dissipatives. Travail en traction: Boulons précontraints à haute résistance et serrage contrôlé calculés (NFP 22-460 ou J3.2 de l’EC3)

4.7.3. Les poteaux La section des poteaux dissipatifs doit être de classe A. La section des poteaux non dissipatifs dans une structure dissipative, peuvent être de classe A, B ou C. (Les sections de classe 4 de l’EC3 sont interdites). Le poteau doit être vérifié en recherchant la combinaison d’efforts la plus défavorable. Les règles PS-92 (§ 13.6) précisent leurs conditions de résistance et de comportement.

4.7.4. Les poutres Leur moment résistant est défini par référence à l’EC3, – selon que leur section est de classe A ou B, ou de classe C. – Selon (sections A et B seulement) que les déformations se font par flexion des rotules ou également par cisaillement (contreventement excentré) Les poutres doivent être maintenues vis-à-vis du déversement: entretoisement obligatoire des sections pouvant plastifier. Les règles PS-92 (§ 13.6) précisent leurs conditions de résistance et de comportement.

4.7.5. Les barres de contreventement en X

Plastification en traction des tirants prioritaire sur la plastification des poutres, poteaux ou assemblages. (On néglige dans la modélisation de la structure la rigidité en compression) Elancement des barres défini par les règles: – valeur inférieure pour répondre exigence de rigidité en compression – Valeur supérieure pour éviter la dégradation trop rapide lors de l’inversion des efforts. Les règles PS-92 (§ 13.6) précisent leurs conditions de résistance et de comportement.



4.7.6. Les barres de contreventement en V Flambement des barres avant le flambement des poteaux, la plastification des poutres et la ruine des assemblages Elancement limité pour éviter la dégradation trop rapide lors de l’inversion des efforts. Les règles PS-92 (§ 13.6) précisent leurs conditions de résistance et de comportement.

4.8. Les éléments non structuraux

Il faut vérifier la compatibilité des déformations de la structure avec celle des éléments non structuraux. Le cas échéant il faut découpler les éléments ayant des comportements incompatibles. Exemples de dommages et de dispositions prises pour les éviter :

Figure 131 – Les parois rigides de cette cage d’ascenseur non découplée de l’ossature principale n’ont pas supporté les déformations de celle-ci. Séisme d’Anchorage, 1964. (Document Karl – V. Steinbrugge)



Figure 132 et Figure 133 – La façade rideau rigide en béton armé n’a pas supporté les déformations de la structure d’acier. Séisme d’Anchorage 1964 (Document Karl – V. Steinbrugge)

N-B : noter la formation d’une rotule plastique en tête de poteau d’angle au RDC

Figure 134 – Vue de dessus du système de découplage de la façade rideau vitrée ( en haut du cliché) et de la dalle (bas du cliché). Ce système, situé entre les deux permet la libre déformation de la structure sans contrainte pour les vitrages. Chantier du palais de justice de Grenoble. (Document P . Balandier)



N-B : Entre les dalles et le plan des vitrages, un joint résilient coupe-feu.

Figure 135 - Liaison articulée entre l’ossature principale (poteau à droite) et la cage d’escalier/ascenseur (structure à gauche). Une des extrémités de la barre de liaison autorise les déplacements relatifs horizontaux et l’autre les déplacements verticaux. Chantier du palais de justice de Grenoble. (Document P . Balandier)



5. Structures en bois

5.1. Le matériau bois

5.1.1. Caractéristiques physico-chimiques du matériau Les caractéristiques déterminantes du bois sont:

– D’être composé de fibres capillaires (tubes creux) sensiblement parallèles entre elles.

– De contenir de l’eau: • Libre dans les capillaires et les interstices et les interstices entre les capillaires

• D’imprégnation dans le tissu de cellulose des capillaires proprement dit.

Ces caractéristiques vont déterminer le comportement mécanique du bois. Outre les qualités mécaniques exposées plus loin, le bois présente les avantages suivants:

- Bonne résistance de la cellulose aux atmosphères corrosives - Bon isolant thermique - Réparation possible avec résines époxydiques des éléments porteurs - Bon conducteur de l’eau (sensible à l’immersion)

– Avantage pour les traitements par bains – Inconvénient pour l’eau « non maîtrisée »

5.1.2. Classement des bois

Les bois sont classés selon leurs qualités mécaniques qui dépendent notamment des défauts (nœuds préjudiciables en traction) qui abaissent leur résistance et leur rigidité. Il convient de n’utiliser que des bois de qualité pour les pièces susceptibles d’être très sollicitées. Les classes de I à III sont de moins en moins résistantes (abaissement des modules élastique et de rupture).

Figure 136 – Les bois comportant des nœuds ne peuvent pas travailler correctement en traction en raison des déviations des fibres. Or pour répondre aux sollicitations en flexion la résistance en traction est nécessaire.



5.1.3. Vulnérabilité aux attaques extérieures Il est nécessaire de protéger les bois contre: Les altérations biologiques

- Insectes - Champignons

Le feu (progression d’un cm par quart d’heure (calcul de la tenue au feu), que l’on peut réduire par traitement. L’humidité (Capillarité, intempéries, humidité ambiante), que l’on peut réduire par traitement et conception architecturale. L’ensemble de ces protections fait l’objet de réglementations et normes de mise en oeuvre qui ne doivent pas faire oublier la nécessaire maintenance.

5.1.4. Fluage Le fluage est une déformation lente et irréversible en flexion acquise avec le temps sous charges statiques (glissement des fibres les unes par rapport aux autres). La flèche due au fluage augmente, puis se stabilise. Le coefficient θ de fluage est fonction de l’humidité du milieu et des charges permanentes (ou prolongées). Le fluage réduit la résistance des pièces concernées. En général le bois s’accommode mal de l’humidité permanente qui diminue sa durée de vie et sa résistance en compression. Une façon de résoudre le problème du fluage est de fabriquer des pièces avec une contre-flèche (lamellé-collé).

5.1.5. Protection contre les remontées d’eau En raison de la sensibilité du matériau à l’eau, il est nécessaire que le projet architectural prenne en compte la protection des bois, notamment:

- Remontée « hors eau » du soubassement de béton armé. o Feuille étanche entre fondations et structure bois. o Sabots métalliques surélevés sous les poteaux.

- Protection contre les intempéries o Débords de toiture. o Etanchéité des éléments couvrants…

5.1.6. Résistance mécanique

Les contraintes admissibles retenues pour le calcul d’une structure en bois sont affectées d’un coefficient théorique de sécurité de 2,75 pour les pièces en dimension d’emploi. Si l’on se réfère à des essais sur échantillons de bois sans défaut, le coefficient varie en fait de 5 à 11. On note une forte dispersion des valeurs qui sont néanmoins très favorables. Ainsi la marge de sécurité sur les éléments de bois est-elle importante.



On constate que la conception des structures doit éviter les éventuelles sollicitations des barres en cisaillement et en traction ou compression transversales. On considère 3 directions de travail:

– Axiale (sens des fibres): bonne résistance en traction et compression, donc à la flexion.

– Radiale (perpendiculaire aux fibres): très faible résistance en traction et en compression.

– Tangentielle (aux anneaux de croissance): idem. Rapport résistance/masse volumique excellent dans le sens des fibres En général faible résistance au cisaillement (axial ou non) N-B: En outre la résistance dépend de l’essence, de la vitesse de croissance et de la position dans le tronc de la pièce.

5.1.7. Comportement sous contraintes dynamiques Aux qualités et faiblesses de comportement sous charge statiques s’ajoutent les caractéristiques suivantes: Bois = matériau résilient (supporte un niveau élevé de chocs et les vibrations sans altération) Rigidité et résistance des pièces de bois peu affectées par les charges cycliques de durée faible (quelques secondes : 25% supérieure à charge statique prolongée). Faible ductilité sauf en compression perpendiculaire aux fibres (dimensionner généreusement pour rester dans le domaine élastique)

PS-92 - § 14.15 : Dissipation de l’énergie • Les éléments de structures, les assemblages, les structures capables de dissiper de l’énergie sismique dans le domaine post-élastique sont dissipatifs. § 14.151 : Eléments en bois • Les éléments de structure en bois, ou en matériaux dérivés du bois ne sont pas dissipatifs, sauf en compression transversale. Commentaire de l’article : En dimensions d’emploi, le bois se comporte de manière :

Fragile, en traction transversale, en cisaillement, en traction axiale, en flexion, Semi-ductile, en compression axiale

Valeurs des contraintes admissibles pour les bois de charpente

Mode de sollicitation Contraintes de base forfaitaires pour bois sans défaut

Chêne Résineux

Compression axiale 190 bars 180 bars

Traction axiale 435 bars 363 bars

Flexion statique 212 bars 202 bars

Cisaillement longitudinal 27 bars 22 bars

Traction transversale sans

cisaillement 16 bars 12 bars

Compression transversale 54 bars 30 bars



Ductile en compression transversale. 5.1.8. Produits dérivés

5.1.8.1. Le contreplaqué Le croisement des plis successifs et les caractéristiques de la colle permettent des performances nouvelles par rapport à la structure initiale du bois. Les caractéristiques transversales sont nettement améliorées. Ces propriétés mécaniques trouvent une application intéressante dans la réalisation de diaphragmes et palées de stabilité (assez bonne résistance au cisaillement).

5.1.8.2. Le panneau de particules Ses fibres, orientées au hasard dans des plans parallèles aux faces, sont agglomérées sous pression à chaud avec des résines de synthèse. Les caractéristiques mécaniques sont intermédiaires entre celles des fibres et copeaux utilisés et celles des résines. Perpendiculairement au panneau la contrainte admissible en compression est très grande.

5.1.8.3. Le lamellé collé Matériau de structure très utilisé en raison de ses qualités de résistance qui permettent des portées importantes en maîtrisant le problème du fluage. Ceci en raison de:

– L’absence de défaut des bois utilisés – L’alternance du sens de fibres – L’effet des films de colle plus résistants que le bois

Très bon rapport résistance / masse volumique




Figure 137 – Séisme du Chili (Document Karl-V. Steinbrugge). Les structures en bois acceptent des déformations importantes de leurs assemblages qui ne mènent pas nécessairement l’effondrement pour rupture fragile.

Figure 138 - Mode de ruine d’une construction en bois (Séisme du Chili, 1960) (Document Rodolfo Schild) S’il n’y a pas d’arrachement des liaisons, même suite à des déformations très importantes, l’effondrement du bâtiment est progressif.



5.2.1. Ce que l’on veut éviter Erreurs de conception à éviter: Les missions post-sismique mettent en évidence la mauvaise adéquation structures bois / sol meubles épais (Tsol élevée) en raison de l’impossibilité de ces structures à se comporter comme un ensemble rigide (mise en résonance possible). La présence de toitures lourdes, l’ancrage insuffisant de la structure aux fondations, la présence d’éléments de maçonnerie au comportement trop différent et la rupture d’éléments structuraux dégradés sont également des facteurs de ruine notables, car ne favorisant pas un comportement d’ensemble ductile de la structure (ou amplifiant des déformations (toiture lourde).

Figure 139 - Ce que l'on veut éviter: la dislocation totale par faiblesse des assemblages non ductiles. Séisme de Kobé 1995. (document EERI)

5.2.2. Ce que l’on recherche

Le comportement non linéaire à forte dissipation d’énergie des structures bois et leur masse réduite en font des systèmes constructifs potentiellement intéressants en zone sismique, bien que leurs domaines d’application soient limités. C’est le seul matériau pour lequel on recherche la déformation ductile des assemblages eux-même, et non celle des éléments.



Qualités à développer par les dispositions du projet:

• Masse réduite = inertie réduite • Amortissement élevé dans les assemblages bien conçus • Bois = matériau résilient (supporte bien les chocs et les vibrations) • Dans le sens des fibres: bonne résistance en traction et compression • Rapport résistance/masse volumique excellent (sens des fibres) • Rigidité et résistance des pièces de bois peu affectées par les charges cycliques de

durée faible quelques secondes (25% supérieure à charge statique).

Figure 140 – Les déformations acquises de cette construction, dont les assemblages n’ont pas lâché, n’ont pas entraîné son effondrement. Séisme de Kobé, 1995 (Document EERI)


5.3.1. Principes généraux PS-92 - § 14.1 : Principes généraux • Les constructions en bois situées en zone sismique doivent répondre aux exigences normatives et réglementaires en vigueur ; elles doivent en outre se conformer aux exigences supplémentaires de conception et de résistance définies dans le présent document. La typologie des structures bois pour les PS-92 est celle des textes normatifs.

5.3.2. Les assemblages acceptés par les règles PS-92 Les assemblages traditionnels sont à bannir : ils affaiblissent la section de la pièce de bois et ont un mode de rupture fragile. Les mortaises n’ont aucune résistance au cisaillement. Un des grands intérêts de la construction en bois est sa facilité de mise en œuvre (préfabrication et montage à sec). Traditionnellement les assemblages utilisent les forces axiales et évitent les forces transversales statiques. La même démarche doit être menée avec les composantes



horizontales et ascendantes des sollicitations d’origine sismique, comme on ne peut pas toutes les éviter, on comptera sur la déformabilité ductile des assemblages. La déformabilité des assemblages inhérente aux systèmes constructifs en bois peut donc être utilisée comme un avantage pour la construction parasismique. PS-92 - § 14.12 : déformabilité des assemblages • Selon leur composition, les assemblages des structures bois peuvent être rigides ou semi-rigides. • Les assemblages collés, bois sur bois, ou bois sur métal, sont considérés comme des assemblages rigides. • Les assemblages mécaniques réalisés par des éléments de liaison métallique non collés sont considérés comme des assemblages semi-rigides. La déformation de ces assemblages sous charge monotone croissante peut comporter

Une déformation initiale de mise en place, Une déformation élastique, Une déformation plastique.

• Selon leur capacité de déformation post-élastique, les assemblages sont classés comme : Non ductiles ou fragiles, Semi-ductiles, Ductiles

Commentaire de l’article : On s’écarte ici du principe de rigidité des assemblages retenu en génie parasismique pour les constructions en béton et en acier. PS-92 - § 14.15 : Dissipation de l’énergie • Les éléments de structures, les assemblages, les structures capables de dissiper de l’énergie sismique dans le domaine post-élastique sont dissipatifs. § 14.15 : Assemblages • Les assemblages rigides et les assemblages semi-rigides non ductiles, ne sont pas dissipatifs. • Les assemblages semi-rigides (semi-ductiles et ductiles) sont dissipatifs.



Les PS-92 autorisent de nombreux types d’assemblages : PS-92 - § 14.2 : Les assemblages • les assemblages mécaniques utilisables dans les constructions parasismiques sont nécessairement des assemblages définis par les règles en vigueur... § 14.2 : Typologie des assemblages • Sont concernés, conforment aux règles CB.71, les assemblages comportant : des pointes, des connecteurs à dents, des boulons, des broches, des crampons associés à des boulons, des anneaux associés à des boulons. • Les assemblages ainsi réalisés transmettent les efforts directement d’un bois à l’autre, ou indirectement au moyen d’éclisses, de plaques ou de goussets définis par les règles en vigueur. La stabilité d’ensemble de la structure dépend donc de la bonne conception et réalisation des assemblages qui doivent résister à l’arrachement.

5.3.3. Commentaires sur les types d’assemblages En zone sismique: Ils doivent être conçus de manière à résister aux soulèvements et aux déplacements horizontaux générés par le mouvement sismique. Leur forme de doit pas favoriser les concentrations de contrainte dans le bois. Il convient d’éviter les entailles dans les fibres tendues ou fléchies, et plus particulièrement dans les diagonales de contreventement On optera pour des assemblages dissipatifs capables de subir des déformations plastiques cycliques avant rupture. La résistance ultime du bois doit être supérieure à celle des assemblages.

Figure 141 – L’utilisation de vis en acier trempé pour les assemblages peut s’avérer

nécessaire pour prévenir l’arrachement des toitures en zone cyclonique. Il doit être

évité pour les autres cas de figure en raison de leur manque de ductilité : les

secousses provoquent l’écrasement des fibres de bois, puis la rupture fragile de la

vis.



Assemblages cloués (clous longs pour éviter l’arrachement) Hors cas particulier du lamellé-collé, le meilleur comportement observé sous séisme est celui des assemblages cloués: les clous pénètrent entre les fibres sans affecter la section utile de la pièce. Le clouage multiple sur une surface importante permet une répartition des efforts sur les multiples points de liaison de cette surface. La ductilité des clous est un facteur important de dissipation d’énergie. Ces assemblages doivent évidemment être conçus pour ne jamais travailler en traction. Le clouage peut se faire directement, mais de préférence par l’intermédiaire de plaques métalliques perforées, ainsi à la dissipation par ductilité des clous s’ajoute la dissipation d’énergie par frottement des plaques. Les cornières doivent être ductiles (acier doux) Les clous courts ou de fort diamètre ne devraient pas être utilisés (arrachement ou trop faible ductilité au regard de la détérioration des fibres). De même, les vis d’acier trempé sont plus résistantes que les fibres du bois qui seront altérées à chaque cycle, à moins que la vis n’arrive à la rupture fragile, ce qui n’est pas favorable non plus.

Figure 142 – Exemple de clouage avec plaque métallique (ici en U) préservant les fibres du bois. La dissipativité se fait pas, les déformations hystérétiques du clou et de frottement de la plaque sur le bois, mais les fibres sont protégées.

Connecteurs à dents La faible longueur des dents favorise l’arrachement des connecteurs passé un certain niveau de sollicitation. Afin de ne pas arriver à la rupture fragile des assemblages, on évitera l’utilisation de ce type de connecteur en zone sismique, bien qu’il soit autorisé par les PS-92.



Boulons et broches Ces assemblages ne sont pas assez rigides: le retrait du bois après la mise en œuvre et l’effet du fluage permettent un jeu qui les affaiblit. Il est nécessaire au départ qu’il n’y ait aucun jeu entre le boulon (ou la broche) et le percement. Le filetage qui affaiblit le boulon ne doit pas concerner la longueur en contact avec le bois, mais doit être suffisant pour permettre un resserrage ultérieur de l’assemblage (travail fastidieux!) En outre, tout assemblage actif doit comporter au moins deux boulons avec crampons afin d’accroître la zone de transmission d’efforts.

La recherche de la ductilité de l’assemblage interdit l’usage de boulons de diamètre élevé. A ce titre l’EC8 préconise que les boulons de diamètre supérieur à 16mm ne soient utilisés que pour les éléments secondaires. Les assemblages à boulons et anneaux sont considérés comme peu ductiles et ceux à boulons et crampons comme semi-ductiles.

Figure 143 – Exemple de percement trop large : le jeu entre le boulon et le percement autorise des chocs réduisant la ductilité de l’assemblage.

Assemblages pour le lamellé - collé L’arc articulé en lamellé-collé a un bon comportement élastique mais n’est pas dissipatif. Le portique assemblé est plus intéressant en zone sismique car la dissipation d’énergie est possible par déformation des liaisons. Dans ce cas les assemblages se font par une couronne de boulons.



5.4. Les différents types de structures porteuses

5.4.1. Principes généraux Bien que les types de structures bois aient des comportements différents:

– Poteaux-poutres

– Panneaux porteurs

– Arcs et portiques en lamellé collé…,

certaines dispositions communes doivent être respectées pour leur conception. Le présent document traitera plus particulièrement des deux premiers systèmes constructifs qui sont les plus vulnérables car trop souvent réalisés de façon empirique et « traditionnelle », et manquant d’une approche d’ingénierie, ce qui n’est pas le cas du lamellé-collé. Dans une structure: Le comportement des barres soumises aux sollicitations d’origine sismique est pratiquement élastique jusqu’à la rupture, les assemblages, au contraire sont fortement non linéaires. Les panneaux de remplissage peuvent:

– Par leur masse, augmenter la période de la structure – Par leur raideur, réduire celle de la structure et provoquer des chocs – Par leur ductilité éventuelle (ou celle de leurs liaisons) contribuer à l’accroissement de l’amortissement de la structure.

Conception de la structure: Les problèmes de conception structurels concernent les accumulations de charges par erreur de dimensionnement et raideurs localisées. Les accumulations de charges générées à la jonction de parties d’ouvrage ayant des rigidités sensiblement différentes.

– problématique des ouvertures de grandes dimensions, – configurations irrégulières type maisons en L, – niveaux décalés ou R-d-C ouverts, – contreventements irréguliers entraînant des torsions,

Problématique particulière du manque de rigidité d’ensemble En dehors des joints collés, les assemblages ont un comportement semi-rigide. Aux cours des secousses violentes ils se détériorent rapidement, ce qui entraîne:

– des déformations irréversibles de la structure et des dommages aux éléments non structuraux.

– une dissipation d’énergie importante.



Ce « défaut » apparent est à la base de la conception des structures bois en zone sismique qui vise le non-effondrement et la sauvegarde de vies humaines.

En ce qui concerne le parti architectural on respectera les dispositions générales de bon comportement sous séismes (favorisant une réponse aussi homogène que possible de la structure).

En dehors des structures en lamellé collé, il est nécessaire de s’en tenir à de faibles dimensions en raison du comportement des assemblages et du problème de conception adéquate des liaisons entre les niveaux

Principes généraux de conception Il convient d’éviter les structures non dissipatives (hors lamellé-collé qui peut éventuellement être conçu et dimensionné pour rester dans le domaine élastique) Par conséquent on recherchera:

– Des zones de plastification (assemblages) nombreuses – L’hyperstaticité (requise)

En effet, sous secousses violentes, la redondance de la structure permet une redistribution des efforts des éléments les plus sollicités vers les éléments voisins grâce aux glissements des assemblages. Contreventement Les planchers, pans de toiture et plan des entraits de charpente doivent former des diaphragmes rigides. Les palées de stabilité doivent être placées de façon symétrique, en n’omettant aucune façade et de préférence à proximité des angles. Si le plan est allongé il est nécessaire de disposer des palées intermédiaires intérieures. Les étages ne doivent pas être plus rigides que le rez-de-chaussée. En cas de décalages entre niveaux, les palées de stabilités doivent être présentes au droit des décalages sur les différents niveaux. PS-92 - § 14.31 : Dispositions constructives • a) Appuis Tous les appuis doivent comporter une liaison mécanique. Les fixations et les supports doivent être conçus de manière à éviter que les éléments supportés n’échappent à leur support. • b) Systèmes constructifs Les systèmes constructifs doivent être conçus de telle sorte que la rupture de l’un de leurs éléments secondaires ne puisse pas entraîner d’effondrement en chaîne. • c) Stabilité Le nombre des dispositifs de stabilité doit être supérieur ou égal à deux dans la direction de calcul. PS-92 - § 14.15 : Dissipation de l’énergie • Les éléments de structures, les assemblages, les structures capables de dissiper de l’énergie sismique dans le domaine post-élastique sont dissipatifs. § 14.15 : Structures • Les structures comportant des assemblages dissipatifs sont considérées comme dissipatives, en proportion de la ductilité et du nombre d’assemblages.



5.4.2. Panneaux porteurs

Les précurseurs des constructions en murs porteurs à ossature bois sont les maisons à colombage à remplissages divers. La conception actuelle sans remplissages lourds requiert des assemblages adéquats. Bien assises sur des sols fermes, ces constructions peuvent résister aux séismes les plus violents. En cas de décrochement (plan en L), il convient, pour raidir les diaphragmes, de prolonger les façades par des poutres traversant le bâtiment sur toute sa largeur. Ceci afin que les efforts du diaphragme soient bien transmis vers les palées. Conception de l’ossature:

– Les montants sont espacés au plus de 60 cm (40 cm s’ils reçoivent un voile en panneaux de fibres) et fixés à leurs extrémités à une traverse basse et une traverse haute.

– L’épaisseur des montants et des traverses ne doit pas être inférieure à 50mm. – Le contreventement (palées de 120 cm minimum), pour 30% minimum de la longueur du panneau, et dans un rapport H/l maximum de 2/1 peut être obtenu par:

• Voile travaillant • Triangulation

– Les panneaux doivent être orthogonaux et reliés par un chaînage horizontal (lisse continue) qui les relie et répartit les charges horizontales et verticales. Les joints du chaînage ne doivent pas se trouver à proximité des joints des traverses.



Figure 144 – Liaison du voile travaillant aux lisses supérieures. La liaison par multiclouage au travers d’un fer plat perforé est beaucoup plus ductile que la liaison par vis. (Document Simpson)

Contreventement par voile de contreplaqué ou d’aggloméré Le voile rigide, dit « travaillant » est obtenu par clouage sur tous les montants et traverses de l’ossature, d’un contreplaqué de 10 mm d’épaisseur au moins tous les 15 cm maximum (10 cm en périphérie). Ceci sur une face au moins de l’ossature (mêmes règles de mise en œuvre que pour les diaphragmes de bois). Les plaques sont en général posées verticalement et ne doivent pas avoir de raccords sur la hauteur du panneau de la lisse basse à la sablière. En cas de pose horizontale, les bords doivent être fixés sur des entretoises ayant la même section que les montants. En cas de construction à étage, les panneaux doivent être solidarisés entre les deux niveaux (voir plus loin). N-B: les voiles de panneaux de particules ou de fibres sont moins efficaces, n’ayant pas la même résistance en traction et en compression. Si on les utilise, une épaisseur minimale de 13 mm et une masse volumique de 650 kg/m3 est requise.



Figure 145 - Exemple de voile travaillant commercialisé aux Etats-Unis (Strong wall Simpson) La partie « palée de stabilité du panneau est fabriquée en usine, puis intégrée sur chantier à l’ossature.

Figure 146 - Test de résistance aux déformations cycliques de palées de stabilité industrielles (Document Simpson)



Figure 147 – A gauche renforcement du panneau au droit d’une poutre par un montant. A droite, schéma de mise en place de la palée dans l’ossature sur chantier. (Document Simpson)

Figure 148 – Chantier d’une construction en bois contreventée par voiles travaillant à Kobé. (Document EERI.)

Voiles travaillants de planches clouées en diagonale Il est également possible de réaliser un voile travaillant en utilisant des planches. La pose de ces planches se fait à 45° par rapport aux montants pour « trianguler » la structure, limiter les déformations et constituer un voile rigide. Si les planches ont moins de 15 cm de large on doit utiliser 2 clous par montant, sinon 3.



Figure 149 – Les deux possibilités pour contreventer une ossature par un voile travaillant (Figure extraite de « construire parasismique » , Milan Zacek, Editions Parenthèses)

Pose d’amortisseurs sur les voiles travaillant En cas de séisme, les déformations de l’ossature entraînent la dissipation d’énergie par déformation des clous qui lient le voile à l’ossature, la rigidité de celui-ci limitant les déformations (dommages structuraux et non structuraux acquis à la fin du séisme). Afin de favoriser une dissipation d’énergie par frottement plus importante que celle, hystérétique, du clouage voile-structure, la mise en place d’amortisseurs de ce type (voir illustration page suivante) est pratiquée dans les régions sismique à tradition de bois. Ces amortisseurs en triangles déformables muni de garnitures « de freins » sont disposés dans les angles du panneau, zones les plus sollicitées au maintien desquelles ils contribuent. La rigidité des amortisseurs doit être inférieure à celle des assemblages cloués. Ce dispositif peut permettre de dissiper jusqu’à 60% de l’énergie communiquée au panneau.



Figure 150 - (Figure extraite de « construire parasismique » , Milan Zacek, Editions Parenthèses)

Contreventement par triangulation La pose d’écharpes améliore la résistance des panneaux porteurs et limite les déformations. Elle est recommandée notamment en cas d’utilisation de panneaux de particules ou de fibres dont la rigidité est plus faible. Il est recommandé de poser les écharpes près des ouvertures avec une pente comprise entre 45 et 60°. Ceci implique que les écharpes croisent plusieurs montants. Les résultats des essais montrent qu’il est préférable d’utiliser des écharpes embrevées plutôt que d’interrompre les montants. Il est préférable d’éviter les écharpes courtes (dont les extrémités ne sont pas en haut et en bas du panneau) qui brident les poteaux et les soumettent à des efforts de cisaillement.

Mise en œuvre des linteaux Les linteaux brident les montants et les soumettent à des efforts de cisaillement. Aussi il convient de les poser en appui sur des faces externes et internes des montants qui encadrent les ouvertures. Le cadre ainsi constitué doit être assez rigide pour ne pas solliciter les menuiseries.



Continuité des descentes de charge Les traverses basses des palées de stabilité doivent reposer sur une solive ou une entretoise de même section (sens d la portée) selon la direction qui est la leur, afin d’avoir une transmission directe des charges sismiques d’un étage à l’autre sur toute la largeur de la palée.

Figure 151 – En haut, sens des solives, en bas pose d’une entretoise dans le sens perpendiculaire (Figure extraite de « construire parasismique » , Milan Zacek, Editions Parenthèses)

Ancrage des panneaux dans les soubassements L’ancrage des lisses basses et des palées de contreventement doit pouvoir résister aux charges horizontales. Pour les lisses on peut utiliser des boulons d’ancrage de 12 mm de diamètre d’une longueur de 25 cm minimum et espacés au maximum de 1,20m. Les lisses doivent être continues dans la mesure du possible. En cas de raccord, un boulon d’ancrage à 15 cm de part du raccord est nécessaire.

Figure 152- Cette cornière, à fixer sur le coffrage avent de couler le béton du soubassement dans lequel l’ancrage se fera, permet de positionner les tiges filetées avec précision (Document Simpson)



Figure 153- Les traverses inférieures ont des trous oblongs qui permettent le réglage du positionnement du panneau avant serrage. A droite, après mise en place du panneau on voit un boulon court d’ancrage de la traverse inférieure et un boulon plus long près du montant d’extrémité de la palée pour ancrage de celui-ci par l’intermédiaire d’un sabot spécifique (voir plus loin). (Document Simpson)

Ancrage des palées aux fondations ou entre niveaux Leurs fixations doivent résister à l’arrachement. De ce point de vue il est souhaitable de doubler les montants d’extrémité des palées qui sont particulièrement sollicités. L’ancrage par plats cloués est satisfaisant pour les zones à sismicité modérée. En cas de sollicitation attendue élevée l’ancrage boulonné est préférable.

Figure 154 – Ancrage boulonné et ancrage par plats multicloués. Ces derniers ne devraient pas être utilisés dans les régions de sismicité élevée. (Figure extraite de « construire parasismique » , Milan Zacek, Editions Parenthèses)



Figure 155 – Type de sollicitations affectant les sabots d’ancrage boulonnés. Ces sabots sont raidis par des « joues » triangulaires. (Document Simpson)

Figure 156 – Mise en place définitive de la palée avec une liaison multiclouée avec plaque métallique entre le montant d’extrémité et la traverse basse, ancrages de la traverse et ancrage des montants extrêmes. (Document Simpson)

Figure 157 – Sabot d’ancrage de traverse pour petits boulons nombreux : l’effort est mieux réparti, la ductilité de l’assemblage plus élevée. (Document Simpson)



5.4.3. Ossatures traditionnelles Il s’agit des ossatures à poteaux et poutres de portée courante (et non des structures en lamellé-collé de grande portée). On distingue, selon la nature des liaisons: encastrements ou articulations:

– Les ossatures en portique croisés (autostables) – Les ossatures contreventées

• Portiques longitudinaux ou transversaux et contreventement dans l’autre direction • Ossatures entièrement articulées

Règles générales pour un bon comportement en zone sismique: – Ne pas dépasser deux niveaux

• Poteaux pleine hauteur (liaison poteau N0/ poteau N1 difficile à réaliser pour résister aux charges horizontales).

• Problème de formation de rotules plastiques dans les nœuds de portiques compromettant la stabilité d’ensemble (préférer un système de murs porteurs ou d’ossature contreventée à une structure en portiques croisés)

– Poutres devant résister aux instabilités latérales • H/b < 4.

– Encadrement en bois des baies en façade, lié à l’ossature. Portiques croisés, règles de mise en œuvre Planchers et toiture doivent constituer des diaphragmes rigides (voir plus loin). Si les nœuds sont rigides (non dissipatifs) ils doivent être calculés pour des charges sismiques élevés. L’emploi de nœuds semi-rigides est à priori préférable mais leur dimensionnement est délicat car l’ossature doit rester indéformable sous charges permanentes ou variables (tolérance pour petites déformations élastiques) et n’entrer dans les déformations post-élastiques que sous charges sismiques importantes.

Assemblages semi-rigides des portiques Ils sont réalisés au moyen de plaques métalliques clouées dont l’emprise est l’ensemble de la largeur de la pièce de bois (afin d’éviter le fendage du bois). La dissipation d’énergie est réalisée par le comportement ductile des clous, et la rigidité d’ensemble par la plaque qui peut être affaiblie localement pour être elle-même ductile.

Figure 158 – Assemblages par plaques multiclouée, à droite, la ductilité est améliorée par une pièce d’assemblage prévue à cet effet. (Figure extraite de « construire parasismique » , Milan Zacek, Editions Parenthèses)



Ossatures contreventées Les liaisons étant articulées, elles nécessitent des palées de stabilité contreventées. Il est préférable d’éviter le contreventement par remplissage en maçonnerie: ils bloquent la déformation et la structure subit des charges élevées et des chocs. Il convient d’éviter de solliciter au cisaillement les poteaux, que l’on opte pour une triangulation en bois ou en acier.

– Les palées contreventées sont moins efficaces que les murs porteurs en raison de la localisation des charges transmises (ponctuelles au lieu de réparties) et le nombre de liaisons dissipatives moins nombreux.

– Les concentrations de contraintes limitent la capacité de la structure à stocker et dissiper l’énergie.

Ossatures contreventées

Figure 159 - (Figure extraite de « construire parasismique » , Milan Zacek, Editions Parenthèses)

Contrôle de qualité L’EC8 demande un contrôle spécial pendant la construction des éléments suivants, essentiels pour la résistance de l’ossature aux séismes:

– Ancrages sur l’infrastructure (fondations, sous-sol…)

– Diagonales de contreventement – Liaisons diaphragmes – palées de stabilité – Fixation des voiles de contreventement.

5.4.4. Ossatures lamellé collé (généralités)

Le lamellé collé permet un changement de direction progressif (arcs plutôt que portiques) et ainsi la conservation d’un effort normal (axial) sur les pièces de bois. La plus grande résistance des pièces et le contrôle d’ingénierie qui y est associé en fait un système constructif qui se comporte bien sous séisme. Les encastrements des portiques doivent être réalisés avec des couronnes de boulons ductiles pour les rendre semi-rigides.




5.5.1. Toitures Principes à respecter:

– Ancrage efficace de la charpente au reste de la structure – Contreventement des différents plans (diaphragmes) – Hors de ces plans, pour les pièces travaillant en compression dispositifs anti-flambage (symétriques)

– Eviter les masses élevées.

5.5.2. Planchers Pour obtenir des diaphragmes rigides on utilise les mêmes règles de mise en œuvre que pour les voiles travaillant (plaques ou planches à 45°) sur toute la surface du plancher. Les raccords de plaques doivent être alternés et se trouver sur une solive ou une entretoise. Les solives et entretoises doivent être doublées à la périphérie des trémies pour les raidir. On peut coller et clouer les plaques ou planches pour rendre les diaphragmes plus rigides que les palées.

5.6. Les coefficients de comportement et les déformations maximales

5.6.1. Ductilité des structures

Facteur géométrique : - Prohiber pour les ossatures, les descentes de charges en baïonnette, les éviter pour les voiles. Dispositions constructives :

- Eviter que les poutres jouent un rôle de fusibles, - Utiliser des assemblages dissipatifs.

5.6.2. Choix du coefficient de comportement Pour adopter la méthode de calcul simplifiée des structures et le coefficient q du § 14.4 des règles PS-92, les constructions en bois doivent être régulières ou moyennement régulières selon les critères des § 6.612 et 6.613 (Sinon méthode générale de calcul de l’article 6.62). Les valeurs des coefficients q des règles PS-92 pour les constructions en bois doivent être considérées comme provisoires et feront l’objet d’une révision après essais, simulations numériques et analyses post-sismiques.



Ductilité des assemblages : elle est définie selon trois classes (PS-92 - § 14.25) I : ductilité faible II : ductilité moyenne III : ductilité forte La classe de ductilité d’un assemblage est déterminée par voie d’essai. Le coefficient de comportement peut être choisi soit en faisant seulement référence à la définition réglementaire des structures selon les règles CB 71 (tableau 14.41), soit par celle-ci, précisée de la classe de ductilité des assemblages, à justifier (Tableau 14.42). Tableau 14.41

Coefficient q Type de structure

1 Consoles

Poutres à joints cantilever

1,25 Poutres

Arcs à 2 ou 3 articulations

Charpente assemblée par connecteurs ou anneaux

Panneaux d'ossature bois à voiles collés

1,5 Charpente assemblée par boulons

Charpente assemblée par pointes

2 Portiques avec assemblages boulonnés

3 Panneaux d'ossature bois avec voiles cloués

(Coefficient minorant de 0,85 pour les structures moyennement régulières et de 0,70 pour les structures irrégulières, avec q = 1 au minimum) Tableau 14.42 L’utilisation de ce tableau implique que l’on considère la distribution des efforts internes correspondant à la semi-rigidité des assemblages lors de la vérification du dimensionnement.

Coefficient q Type de structure

1 Consoles

Poutres à joints cantilever

1,5 Poutres

Arcs à 2 ou 3 articulations

Charpente assemblée par connecteurs ou anneaux

Panneaux d'ossature bois à voiles collés

2 Charpente assemblée par boulons (ductilité II)

2,5 Portiques assemblés par boulons (ductilité II)

1,5 Charpente assemblée par boulons (ductilité III)

Charpente assemblée par pointes (ductilité III)

2 Portiques (ductilité III)

3 Panneaux d'ossature bois (ductilité III)

(Coefficient minorant de 0,85 pour les structures moyennement régulières et de 0,70 pour les structures irrégulières, avec q = 1 au minimum)

5.6.3. Déformations maximales



Selon l’article 14.53 des règles PS-92, il convient de justifier les déformations maximales en fonction de l’intégrité requise pour les éléments non structuraux, ou a défaut de limiter ceux-ci à 1/125 de la hauteur d’étage considéré sans excéder 25 mm.

5.7. Liaison aux fondations

Les fondations doivent être suffisamment lourdes pour lester la construction et rigides pour éviter les tassements différentiels. Quel que soit le type de structure, elle doit être ancrée pour résister à son arrachement. Sur sols meubles l’usage de pieux peut être préférable.

Figure 160 – Déplacement d’une structure de bois lors d’un séisme par défaut d’ancrage au soubassement. (Document X)



6. Traitement des sols et fondations

6.1. Rappel sommaire des problèmes de site à prendre en charge en zone sismique

Le sol

- Le mouvement du sol : éventuellement déplacement relatif du sol entre les différents points d'assise des fondations - La perte éventuelle des caractéristiques mécaniques du sol sous l'action sismique liquéfaction tassement dislocation glissement

L'ouvrage La réponse de l'ouvrage à l'action sismique en fonction du signal sismique du site. Un rappel sur les études de site et de sol précèdera les considérations sur les fondations à proprement parler.

6.1.1. Zones de failles (PS-92, § 4.11)

"Sauf nécessité absolue, aucun ouvrage ne doit être édifié au voisinage immédiat d'une zone faillée reconnue active". Les règles PS 92 ne précisent pas la notion de "voisinage immédiat". Elle sera estimée par des études spécifiques (géotechnique, géophysique…).

6.1.2. Sols susceptibles de tasser Les sols reconnus comme pouvant tasser sous l'effet des séismes doivent faire l'objet d'attentions particulières : étude préalable, évaluation des phénomènes possibles, traitement éventuel ou si nécessaire éviction du site. Quel que soit le mode de fondations envisagé, les sols susceptibles de tasser devraient être traités en zone sismique. Cas des sols potentiellement liquéfiables Les règles PS 92 définissent formellement les critères à déterminer pour établir un diagnostic de sol susceptible de liquéfaction. A ce titre les études géotechniques finales avant réalisation doivent proposer un diagnostic sans équivoque. Les PPR (Plans de Prévention des Risques) ou cartes de microzonages mentionnent les zones potentiellement liquéfiables étendues. Ces documents sont conservatifs en l’absence d’études précises site par site sur tous les secteurs urbanisés ou équipés en zone sismique. L’étendue réelle des sites vraiment concernés sera réduite après études. Dans l’état actuel des choses, les essais réalisés pour chaque projet peuvent permettre l’économie des fondations spéciales dans bien des cas en révélant la non-susceptibilité des sols à la liquéfaction. Dans le cas contraire, elles permettent de préciser les caractéristiques de fondations



Figure 161 –Tassement du sol sous l’effet d’un phénomène de liquéfaction. La présence de fondations descendues au bon sol a permis d’éviter le basculement de l’ouvrage (citerne). Néanmoins, le type de liaison entre les têtes de pieux et l’ouvrage les rend vulnérables à l’action horizontale d’une réplique violente. Séisme de Kobé, 1995 (Document EERI)

Figure 162 - Photo d'un immeuble sur radier ayant basculé sous l’effet du tassement de sol consécutif à un phénomène de liquéfaction. Dans ce cas, les fondations ne descendaient pas au-delà de la zone liquéfiable. Une couche supérieure d’argile de résistance mecanique apparemment suffisante pour un radier peut dissimuler une couche liquéfiable plus profonde. Séisme de Taiwan (Document EQIIS)

PS-92 - § 4.12 : Zones suspectes de liquéfaction • Les couches de sol présentant les caractéristiques décrites dans l’article 9.12 doivent être a priori considérées comme susceptibles de donner lieu à des phénomènes de liquéfaction. • L'évaluation du risque de liquéfaction doit être faite suivant les dispositions des articles 9.12 à 9.15 ; les mesures à prendre lorsque la sécurité apparaît insuffisante vis-à-vis de ce risque sont précisées à l’article 9.16.



PS-92 - § 9.12 : Identification des sols liquéfiables § 9.12 : • Sont à considérer comme a priori suspects de liquéfaction les sols ci-après : a) Sables, sables vasards et silts présentant les caractéristiques suivantes : - degré de saturation Sr voisin de 100%, - granulométrie assez uniforme correspondant à un coefficient d’uniformité Cu inférieur à 15 :

Cu = D60 / D10 < 15 - diamètre à 50%, D50 compris entre 0,05 et 1,5 mm, - et soumis à l’état final du projet à une contrainte verticale effective σ’v inférieure aux valeurs suivantes : 0,20 MPa en zones Ia et Ib 0,25 MPa en zone II 0,30 MPa en zone III b) Sols argileux présentant les caractéristiques suivantes : - diamètre à 15%, D15 supérieur à 0,005 mm, - limite de liquidité wL inférieure à 35%, - teneur en eau w supérieure à 0,9 wL, - point représentatif sur le diagramme de plasticité se situant au-dessus de la droite « A » dudit diagramme. § 9.12 : Peuvent a contrario être considérés comme exempts de risque : a) Les sols dont la granulométrie présente un diamètre à 10%, D10 supérieur à 2 mm, b) Ceux dans lesquels on a simultanément

D70 < 74 µ FIP > 10%

6.1.3. Instabilité des pentes

Pour mémoire. "Il doit être vérifié que les talus et versants naturels restent stables sous l'action du mouvement de calcul compte tenu des charges apportées par les constructions, et dans leur configuration définitive"(PS-92, § 9.2) Topographie, nature des sols, régimes hydrauliques, accélérations possibles retenues pour l’aléa régional de la zone, sont les éléments retenus pour les études géotechniques visant à déterminer le possible effet induit qu’est le glissement de terrain. La justification de la stabilité des pentes doit être établie par méthode scientifiquement établie et confirmée par l’expérience. Si les matériaux ne laissent pas craindre de perte de résistance sous vibration, les méthodes usuelles de la mécanique des sols peuvent être utilisées à partir d’un modèle statique équivalent prenant en considération les charges sismiques définies par le § 9.22 . On a des solutions techniques pour le soutènement des talus potentiellement instables (PS-92 - § 10), mais il faut éviter de construire sur toutes les zones concernées par les mouvements de terrain de grande amplitude (proche amont, pente et aval).



Figure 163 et Figure 164 – Les petits glissements de terrain comme celui de gauche (Séisme d’Izmit, document EQIIS) peuvent être traités par un soutènement approprié. Les grands mouvements de terrain comme à droite (Séisme de Kobé, 1995, Document EQIIS) peuvent en général être identifiés avant la catastrophe. Il n’y a pas de solution technique « rentable ». Il ne faut plus aménager ce type de zones.

6.1.4. Zones de karst et cavités (terrains rocheux fracturés)

Les sols rocheux fracturés, les sols rocheux présentant des karsts et des cavités doivent faire l'objet d'attentions particulières afin de rendre au terrain un monolithisme compatible avec l'action sismique. Les zones karstiques sont bien identifiées par la cartographie géologique, mais la localisation des accidents du sol est totalement aléatoire et nécessite une identification précise sous chaque élément de fondation, la rupture du plafond d’une cavité ou la modification d’une faille pouvant entraîner des déplacements relatifs du plan de fondation inacceptables. La détection des cavités et autres anomalies karstiques est délicate, le coût et les conséquences éventuelles peuvent être limités si, la position des fondations étant connus, il est possible de réaliser des forages systématiques sous chaque appui avant démarrage des travaux.

6.1.5. Identification des caractéristiques dynamiques des sols

En plus des phénomènes induits destructeurs, failles actives, liquéfaction, instabilité des pentes, l'aléa local est modifié (souvent aggravé) par certaines caractéristiques topographiques et géologiques du site : effets de site qui sont susceptibles d’augmenter la réponse spectrale de certains ouvrages. - bord de falaise - rupture de pente - vallée encaissée

- hétérogénéité géologique - sols meubles de grande épaisseur



6.2. Reconnaissance géotechnique des sols

6.2.1. Généralités La connaissance géotechnique du site est indispensable en zone sismique, tant pour le calcul des fondations que pour celui de l’action sismique sur la structure (réponse spectrale). Les reconnaissances et études géotechniques effectuées normalement pour les sites non sismiques sont complétées en situations sismiques pour :

- détecter les formations a priori suspectes de liquéfier (PS-92, § 4.2)

- détecter les zones susceptibles de tasser

- détecter les zones faillées susceptibles de se désarticuler

- définir les caractéristiques dynamiques du sol lorsque les méthodes de calcul tenant compte de leur comportement non linéaire (ISS) sont envisagées.

- définir le classement du site S0, S1, S2 ou S3 par identification des couches de sols par groupes en fonction des propriétés mécaniques (PS-92, § 5.21) puis détermination des épaisseurs déterminant un type de comportement dynamique (PS-92, § 5.22)

° groupes de sols définis par les règles PS-92

Figure 165 - Classification des sols selon les règles PS-92



° détermination des sites S0, S1, S2 et S3

Figure 166 - Classification des sites selon les règles PS-92

6.2.2. Niveaux d’investigation en fonction de l’avancement du projet

Au niveau des études de faisabilité, de l’avant-projet

Dégrossir les problèmes rencontrés, en tirer les conséquences techniques et financières induites par les traitements éventuels des sols et les techniques de travaux de terrassement, de soutènement et de fondations. Programme léger permettant de déterminer la configuration générale de la zone à étudier (présence d’eau, zone liquéfiable, tassements, instabilité des pentes, karsts, etc.)

- Etudes de documents existants (pour les éventuels chantiers voisins) - Cartes et documents spécialisés - Sondages complémentaires (voir ci-dessous)

Au niveau du Projet - DCE

Définir parfaitement les caractéristiques de toutes les couches de sol concernées avant d’arrêter le mode de fondations, les techniques de travaux, les traitements éventuels.

- Un sondage tous les 500m2 environ, avec un minimum de 3 sondages, avec 15 m maximum entre deux sondages (augmenter et resserrer en cas de sol non homogène. En cas de divergence entre sondages voisins, réaliser un nouveau sondage.

- La profondeur des sondages doit aller au moins jusqu’à la zone d’influence de la fondation (mise en charge par la fondation), trois fois la largeur avec 6 m minimum pour des semelles isolées. 1,5 fois la largeur de la construction sur radier général.

- Piezzomètres. - Attention aux extrapolations sur les résultats récupérés sur les chantiers voisins. - Attention aux hétérogénéités de zones supposées connues (karsts).



Figure 167 - Zone d'influence des fondations. Détermination de la hauteur de sol pour laquelle la reconnaissance doit impérativement être réalisée éventuellement plus profondément là où un phénomène de liquéfaction d’une couche sous-jacente n’est pas écarté.

Au niveau de l’exécution des travaux

Les reconnaissances complémentaires éventuelles doivent confirmer les hypothèses des études préalables.

- Reconnaissances approfondies si des doutes subsistent sur les couches sous-jacentes surtout en cas de contraintes élevées

- Sondages destructifs systématiques sous appuis isolés sur sol rocheux.

6.2.3. Moyens de reconnaissance Les campagnes de reconnaissance doivent être soigneusement préparées et évolutives. Elle ne doivent pas faire l'objet de concessions. Les reconnaissances et les conclusions sont affaires de spécialistes. Les conseils de spécialistes locaux qui ont une connaissance expérimentale de la région sont souvent appréciés et souhaitables. Les procédés de reconnaissance sont nombreux, le choix est fonction de l’ouvrage projeté (type, utilisation, importance, sous-sol, etc), des conditions géologiques et géotechniques, du voisinage (modes de fondations des ouvrages voisins ou mitoyens, nature et profondeur, etc), et également du degré d’avancement du projet : PS-92 - § 4.2 : Reconnaissances et études de sol • Les reconnaissances et études de sol sont en principe conduites de la même manière que dans le cas des situations non sismiques. • Elles doivent cependant être suffisamment détaillées pour permettre :

• le classement du site par rapport au site décrit dans l’article 5.22. • La détection des formation a priori suspectes de se liquéfier sous l’action sismique de

calcul. • l’utilisation d’une méthode de calcul impliquant la prise en compte des propriétés

dynamiques du sol lorsque les méthodes de l’article 9.42 et 9.7 sont envisagées. Les essais in situ permettent de déterminer les caractéristiques des sols en place (cohésion, cisaillement, indices de vides, résistivité, etc.).



Des prélèvements d’échantillons sont réalisés pour des essais en laboratoire.

Les essais dynamiques permettent d’identifier

o Modules d’élasticité et de cisaillement dynamique

o Taux d’amortissement critique

o Pressions interstitielles

o Mesure in situ de la vitesse de propagation des ondes de volume à partir de forages (crosshole, downhole, uphole)

Chaque type d’essai a son propre domaine d’application et n’a de valeur que s’il est correctement exécuté et interprété.

- Reconnaissances superficielles par sondages manuels ou à la pelle mécanique

- Carottages avec prise d'échantillons pour des reconnaissances plus profondes

- Prospection électrique

- Sismique réfraction

- Sondages destructifs avec enregistrements des paramètres (avec sondage carotté de corrélation)

- Pressiomètre

- SPT (Standard Penetration Test), pénétromètre dynamique

- Pénétromètre statique

- Etc.

Figure 168 – Exemple de résultats d’essais à Kobé (Document EQIIS)



Cas des sols liquéfiables Rappelons que les règles PS-92 développent de façon détaillée (article 9.1) les paramètres de la liquéfaction des sols, l'identification des zones liquéfiables, les données sismiques et les méthodes d'essais. Ce problème est une affaire de spécialiste.

Figure 169 - Kobé tests de susceptibilité à la liquéfaction (Document EQIIS)

6.2.4. Rapport de sol Le rapport de sol doit être suffisamment précis et ne doit pas comporter d'ambiguïté, il ne doit souffrir d'aucune imprécision et ne doit laisser planer aucun doute sur les problèmes de liquéfaction, de tassements, de dislocation, sous l'action sismique.

6.3. Consolidation des sols

Avant d'opter pour un type de fondations il est parfois nécessaire de procéder à une amélioration des caractéristiques du sol. � Sol liquéfiable



Essais à conduire lorsqu’il y a éventualité de liquéfaction. Dans le respect des protocoles précisés par les PS-92 (§ 9.14).

- Essais de laboratoire cycliques pouvant être utilisés : à l’appareil triaxial, à la boîte de cisaillement à parois latérales mobiles et au cisaillement par torsion. - Essais in situ de type dynamique (SPT) ou statique (au cône ou piezocône).

Les sols reconnus comme liquéfiables doivent faire l'objet d'attentions particulières. Quel que soit le mode de fondations envisagé, les sols liquéfiables devraient toujours être traités en zone sismique.

Figure 170 - Sur ce cliché on constate d’une part le tassement du sol sous l’effet d’un phénomène de liquéfaction, mais aussi le déplacement latéral du sol. (Séisme de Kobé, 1995) (Document EQIIS – USA)

Figure 171 -Liquéfaction d’une parcelle de sol non traité (Séisme de Kobé, 1995) (Document EQIIS – USA) Le bâtiment n’a pas souffert, mais son environnement, dont les VRD doivent être repris.

Figure 172 - Tassement modeste d’une parcelle de sol traité dans le même quartier (Séisme de Kobé, 1995) (Document EQIIS – USA)

Le tassement est minime.



Figure 173 - EERI Kobé Résistance avant et après traitement du sol

Quelques procédés de consolidation des sols (liquéfiables ou seulement médiocres) Dans le cas de la liquéfaction, le but est d’éliminer un des paramètres de la liquéfaction (il les faut tous pour provoquer le phénomène).

6.3.1. Consolidation statique : injection Méthode souvent utilisée dans les terrains sableux, limoneux, ou argileux, humides ou saturés. La technique consiste à introduire, sous pression dans le sol à partir de forages répartis selon des mailles primaires et secondaires, un « mortier » visqueux à base de ciment et à angle de frottement élevé afin d’augmenter le niveau de contrainte jusqu’à sortir le sol des critères rendant possible le phénomène. La nature du mortier injecté (plus ou moins "fluide", à base de ciment avec adjuvants éventuels, dépend de l'état préalable du terrain,) assure la pérennité du traitement effectué.

° Méthodologie :

- Analyse fine des matériaux à traiter (essais in situ, essais en laboratoire) de manière à obtenir la courbe effort-déformation

- Définition du maillage (premier maillage de l’ordre de 4m)



Figure 174 Maillage d’injections en trois phases

- Forage de la première phase (permet une reconnaissance supplémentaire du sol) - Injection (au moyen de tubes à manchettes) de la première phase en étudiant la

réaction du terrain. Cette méthode d'injection permettant de contrôler parfaitement le volume injecté pour une tranche de profondeur déterminée

- Poursuite des injections avec surveillance géotechnique continue en évaluant le

rapport d'amélioration des caractéristiques (module de déformation, pression limite, etc) en veillant à ce que les paramètres d'injection restent toujours inférieur au seuil de rupture.

Figure 175 Foreuse pour injections

L'intérêt technique de la méthode est de : - définir à l'avance le rapport d'amélioration que l'on veut obtenir, - pouvoir isoler précisément les tranches verticales à traiter, - traiter le volume souhaité sans agression pour le voisinage, - permettre un contrôle en temps réel des zones traitées et du résultat obtenu - permettre le traitement "a posteriori" d’un sol situé sous une construction existante. - mettre en œuvre des moyens légers compatibles avec les milieux urbains



L'intérêt économique réside dans la faible quantité de matériaux introduit (inférieur à 5% du terrain traité). Remarques Dans le cas de fondations superficielles, il faut non seulement traiter les zones liquéfiables, mais aussi s'assurer que le terrain est apte à recevoir de telles fondations.(dans le cas contraire, les zones non liquéfiables pourront alors être traiter également mais avec d'autres critères d'injection).

6.3.2. Consolidation dynamique

Méthode applicable à une grande variété de sols, mais pas pour tous les sites. La technique consiste à laisser tomber des pilons de plusieurs dizaines de tonnes, en chute libre sur une hauteur de plusieurs dizaines de mètres. Le choc engendre des trains d'ondes (P, S, Rayleigh) qui améliorent le sol en provoquant sa modification structurelle - avant l’édification de la construction et sans attendre le séisme - (Procédés MENARD). Elle traite les couches épaisses par une action de surface. Le traitement améliore la cohésion des sols et élimine aussi un facteur de liquéfaction (densification du sol).

Figure 176 - Consolidation dynamique. Brevets Ménard

L’inconvénient de cette technique est que les trains d’ondes peuvent agir sur plusieurs centaines de mètres à la ronde, ce qui ne permet l'utilisation de cette méthode que comme traitement préventif d’espaces vastes et libres d’occupation avant aménagement ou urbanisation. En outre elle nécessite l’intervention d’engins lourds. D’un point de vue économique, il est intéressant à grande échelle (économie d’échelle une fois le matériel acheminé sur le site.



Figure 177 - Consolidation dynamique : Pilonnage photos (compactage SOLETANCHE)

Figure 178 - Consolidation dynamique Explosifs : autre possibilité qui ne peut pas être utilisée n’importe où pour provoquer le tassement des sols avant aménagement de la zone.

6.3.3. Substitution en surface

Applicable à de nombreux terrains. Lorsque la profondeur de terrain à traiter est faible, inférieure à 3 ou 4 mètres, on peut envisager de réaliser la substitution par du matériel couramment utilisé. La méthode consiste à terrasser par phases à la pelle mécanique jusqu'à la profondeur voulue et à mettre en place par gravité du matériau de substitution (ballast, gros béton). Dans ce cas, le critère de liquéfaction éliminé est la granulométrie défavorable du sol. Les règles PS 92 9.6 détaillent précisent le domaine d'application et les dispositions générales concernant les traitements par sols substitués compactés.

° remblais artificiels sur site terrestre ° remblais maritimes de hauteur inférieure à 10 m ° choix des matériaux ° confinement des matériaux ° justificatifs, contrôles

Fondations sur sols substitués compactés

Les règles PS-92 précisent les exigences de mise en place et vérification (§ 9.6).



6.3.4. Compactage par vibroflotation

Méthode applicable aux sols granulaires non cohérents tels que sables et graviers. La technique consiste à descendre dans le sol un vibrateur manipulé par une grue, qui sous son propre poids, et sous l'influence d'un lançage d'eau et des vibrations, atteint les profondeurs souhaitées.

Figure 179 - Principe de l'injection de matériaux par vibroflotation

Ensuite, dans la cavité ainsi créée dans le sol incohérent, mise en place de matériau d'apport sable ou gravier, sans retrait de sol.

L'opération est répétée selon un maillage prédéfini (maillage plus large que pour les injections). L’inconvénient de cette méthode est également l’intervention d’engins lourds (incompatible avec la plupart des zones urbaines).

Elle ne permet pas le contrôle "pas à pas" comme pour les injections. En outre elle ne permet pas de traiter les mauvais sols profonds (plafond de l’ordre de 20m). Dans ce cas, le maillage créé sur le site par les colonnes de matériaux de granulométrie incompatible avec la liquéfaction, suffit à drainer le sol de la zone qui est protégée.

6.3.5. Substitution par vibrosubstitution : colonnes ballastées

Cette méthode est applicable aux terrains cohérents tels que limons et argiles lorsque la profondeur de terrain à traiter est trop importante, supérieure à 4 mètres, pour une substitution en surface. (La technique de la vibroflotation s’applique aux terrains non cohérents).

La technique consiste à descendre dans le sol un vibrateur manipulé par une grue, qui sous son propre poids, et sous l'influence du lançage d'eau et des vibrations, atteint les



profondeurs souhaitées. Dans ce cas, on élimine au fur et à mesure les boues qui remontent en surface pour la substitution du sol. Puis, le vibrateur retiré, il y a mise en place de matériau d'apport à gros grains et compactage à nouveau avec le vibrateur. L'opération est répétée selon un maillage prédéfini. Le maillage créé sur le site par les colonnes de matériaux de granulométrie incompatible avec la liquéfaction, suffit à drainer le sol de la zone qui est protégée.

Figure 180 - Principe de mise en oeuvre de colonnes ballastées

6.3.6. Préchargement

Si les délais le permettent, pour limiter le coût des interventions précédentes (injection, fibroflotation), les terrains à traiter peuvent être au préalable préchargés. Figure 181 - Préchargement

6.3.7. Remplissage – injection des cavités

La méthode consiste à remplir gravitairement la cavité détectée, par un gros béton jusqu’à refus, puis à venir "coller" par injection sous faible pression au coulis de ciment, l’interface rocher-gros béton. Si la cavité est en surface, le plus simple est de détruire son plafond avant de traiter. Sinon le colmatage nécessite un forage de remplissage et un pour l’évent.



Ce traitement s’applique aux cavités vides de tous matériaux argileux. Dans le cas de cavités remplies par des matériaux argileux il est nécessaire d'injecter sous pression afin de chasser les matériaux indésirables qui pourraient l’être avec le temps sous l’effet des circulations d’eau dans le réseau souterrain et déstabiliser le remplissage mal réalisé. Injection des fractures Méthode sensiblement identique à celle utilisée pour les cavités. La présence de failles "horizontales" remplies d’argile est un cas difficile à traiter, car on n’est jamais certain du résultat.(nécessité d'un contrôle minutieux). On lui préfère souvent le traitement par clouage

Figure 182 - Schéma du procédé d'injection des fractures

6.3.8. Clouage des zones faillées La méthode consiste à sceller des barres d'acier dans les masses de rochers fracturés rendant ainsi au "rocher" son monolithisme. Elle vise à stabiliser les déplacements différentiels des parois de la faille par un clouage multidirectionnel à 45°à 60° environ (barres d’acier de 5-6m de long qui "arment le terrain"). Ces méthodes sont comparables à celles de clouage des parois rocheuses fracturées.



6.4. Généralités sur les systèmes de fondation en zone sismique

L'incidence du site et de la nature du sol sur les constructions en zone sismique fait l’objet d’études de l’aléa sismique local, notamment les effets de site et les effets induits possibles, et en général d’études géotechniques. Nous considérons donc dans ce qui suit que nous nous trouvons sur un terrain bien déterminé auquel nous devons adapter le mode de fondations le plus approprié après avoir éventuellement amélioré les caractéristiques du sol. Les appuis parasismiques (isolateurs) dont l’objet est de découpler les oscillations de la superstructure de celles de l’infrastructure font l'objet d’études spécifiques qui ne sont pas précisées ici. L'objet de ce document n'est pas de faire un cours sur les fondations, mais de montrer simplement ce qui différencie les fondations en site non sismique, des "fondations parasismiques", avec les précautions et les dispositions que cela impose. Nous nous occuperons principalement des fondations des constructions courantes à "risque normal". Les bâtiments seront de type classique : ORN de classes B, C et D. De la simple maison individuelle au bâtiment R+8 sans caractéristique constructive hors standards. Les matériaux de construction utilisés pour les structures seront : maçonneries classiques, béton armé (voiles, portiques, mixtes), acier, bois, autres… Le principe des fondations étant pratiquement le même qualitativement. Les fondations des constructions à risque spécial ne seront pas abordées. Nous supposons dans ce qui suit que le sol est apte, soit naturellement soit par amélioration, à recevoir le type de fondations envisagé. Rappels : � Le sol doit être traité au préalable si la perte des caractéristiques mécaniques peut

survenir suite au séisme. � Le domaine d'application de cette présentation est celui des constructions courantes

couvertes par les règles PS92. L'interaction sol structure (ISS) ne sera pas abordée, car très peu utilisée dans le domaine d'application qui nous intéresse et non prise en compte par les PS-92. PS-92 - § 9.7 : Prise en compte de l’interaction sol-structure • Les justifications données dans ces règles sont basées sur la non-prise en compte de l’interaction sol-structure.



6.4.1. Les sollicitations

En plus des charges verticales de pesanteur (du haut vers le bas dans les cas les plus fréquents) et des actions du vent, des poussées des terres, des poussées hydrostatiques, l’action sismique engendre sur les fondations des efforts

• horizontaux directs (efforts tranchants, composante horizontale) • verticaux directs (composantes verticales) • verticaux induits (moments de renversement) • des déplacements imposés (tassements différentiels, mouvements de sol) 6.4.2. Les principes constructifs

Le problème des fondations en zone sismique est caractérisé par le fait que l'action dynamique venant du sol, il est fondamental de liaisonner entre eux les éléments de fondations de la structure porteuse. Ces liaisons dites ‘’parasismiques’’ ont souvent une incidence sur le projet architectural en ce sens qu’elles interfèrent avec les autres contraintes du projet (réseaux et gaines au niveau des fondations).

• Choix du système de fondations Le choix du système de fondation, moyennant quelques précautions (limitation de pente), est effectué dans les mêmes conditions qu'en situation non sismique (PS 92 4.32).

• Homogénéité du système de fondations La fondation d'un ouvrage doit constituer un système homogène pour une même unité (PS 92 4.31). L’action du séisme ne doit pas être aggravée par un comportement non homogène au niveau des fondations. La problématique est rendue plus complexe par les fortes pentes et les sols non homogènes. PS-92 - § 4.31 : Homogénéité du système de fondations • La fondation d’un ouvrage doit constituer un système homogène, à moins que cet ouvrage ne soit fractionné en unités séparées par des joints. Dans ce cas le mode de fondation adopté peut varier d’une unité à l’autre, mais doit rester homogène dans chacune d’elle. • Lorsque le sol présente des discontinuités telles que contacts de formations géologiques de propriétés géotechniques très différentes, fractures, brusques changements de pentes, l’ouvrage tout entier doit être implanté d’un même côté de la discontinuité et fondé de façon homogène.

• Solidarisation des points d'appui

Les points d'appui d'un même bloc de construction, sauf prise en compte dans les calculs des déplacements, sauf encastrement dans sol rocheux, doivent être solidarisés par un réseau bidimensionnel de longrines tendant à s'opposer à leur déplacement relatif dans le plan horizontal. (PS 92 4.33)



PS-92 - § 4.33 : Solidarisation des points d’appui • a) Les points d’appui d’un même bloc de construction doivent être en règle générale solidarisés par un réseau bidimensionnel d longrines (ou tout autre système équivalent) tendant à s’opposer à leur déplacement relatif dans le plan horizontal. • b) On peut se dispenser de réaliser cette solidarisation à la condition que les effets des déplacements différentiels soient pris en compte dans les calculs. • c) Aucune précaution particulière n’est exigée dans le cas de semelles convenablement engravées dans un sol rocheux ou de consistance rocheuse, non fracturé et non délité. PS-92 - § 9.31 : Liaisons § 9.311 : Solidarisation des points d’appui • 1. Les longrines de solidarisation ou les éléments remplissant le même office prévus dans les articles 4.33 et 4.34, ainsi que les éléments d’ossature concourant à l’équilibre, doivent être calculés en supposant les points d’appui réunis par la longrine concernée soumis à des forces horizontales centrées opposées dans un sens puis dans l’autre, égales à

F (= +ou- aN / g . τ . α . W) > ou = 20 kN • Dans l’expression ci-dessus les notations sont les suivantes : aN : accélération nominale (art. 3.3) ; τ : coefficient d’amplification topographique ; W : moyenne des valeurs de charges verticales apportées par les points d’appui reliés par la longrine considérée ; α : coefficient dépendant de la nature du sol telle que définie en 5.21 et égal à :

0,3 dans les sols de catégorie a, 0,4 dans les sols de catégorie b, 0,6 dans les sols de catégorie c.

• Les sollicitations résultant de la prise en compte des forces F sont à ajouter à celles résultants d’autres fonctions. • 2. Les poutres du plancher inférieur d’une construction ne peuvent être considérées comme jouant le rôle de longrines que si elles sont situées à une distance de la sous-face des semelles ou massifs sur pieux inférieure à 1,20m. Le cas échéant, un dallage peut remplacer les longrines lorsqu’il respecte la règle ci-dessus.

• Liaisonnement avec la structure Dans le cas de fondations profondes, sauf cas particuliers, il doit être établi entre la structure et ses fondations une liaison tendant à s'opposer à leur déplacement relatif. (PS-92, § 4.34) PS-92 - § 4.34 : Liaisonnement avec la structure • Dans le cas de fondations profondes (puits, pieux, barrettes), il doit être établi entre la structure et ses fondations une liaison tendant à s’opposer à leur déplacement relatif, sauf justifications particulières relatives à la transmission des efforts.



6.5. Fondations superficielles

6.5.1. Dispositions générales Les fondations superficielles sont employées lorsque le ''bon sol'', sol compact et homogène, se trouve à faible profondeur par rapport au plancher le plus bas. Elles sont réalisées en béton armé selon le DTU 13.1 qui fixe les différentes modalités de calculs, d'exécution et de contrôle. Suivant la géométrie de la construction, l'environnement, les descentes de charge et les caractéristiques mécaniques du sol d'assise on utilise : - des semelles isolées - des semelles filantes - des radiers � Semelles isolées - semelles filantes - radiers partiels Lorsque les dimensions des fondations sont relativement moins importantes que les distances séparant les éléments porteurs (descentes de charges modestes sur sol moyen, descentes de charges élevées sur sol rocheux, etc..), on utilise généralement des semelles isolées sous les poteaux et des semelles filantes sous les murs. Les semelles sont alors reliées par un système de liaisons parasismiques (longrines, dallage renforcé) situé à moins de 1.20 m au-dessus de la sous-face des semelles.

Figure 183 - Liaisons entre les semelles (PS-92). Le réseau de liaisons PS s’oppose aux déplacements différentiels des points d’appui.

Figure 184 - Rappel de la problématique des semelles en statique



� Radier général porteur Lorsque les dimensions des fondations calculées sont relativement importantes par rapport aux distances séparant les éléments porteurs, on utilise généralement un système de radier général sous poteaux et murs. Le radier peut être simple ou nervuré, voire en caisson pour réduire sa masse volumique globale. Le radier fait fonction également de système de liaisons parasismiques en éliminant les déplacements différentiels horizontaux au niveau des fondations (mêmes conditions qu'en 3.2.1). Si la possibilité du choix existe, du point de vue type de fondation, le radier porteur peut s'avérer avantageux dans certains cas :

• Le niveau supérieur du radier correspond au niveau du "plancher" le plus bas, le radier permet de faire l'économie d'un plancher ou d'un dallage.

• L’infrastructure dans un terrain avec nappe phréatique, le radier en complément de sa fonction "porteuse" assure la fonction étanchéité en tant que support résistant de cuvelage, il doit alors être calculé et conçu selon le DTU 14.1 Cuvelage.

Le calcul d'un radier est délicat

° rigidité ° charges différentes sur les éléments porteurs ° calcul des tassements,

° tassements différentiels ° dans le cas de terrains multicouches, l'utilisation d'un radier, modifier la

zone d'influence des contraintes peut intéresser une couche compressible ° attention aux sols hétérogènes

° point dur

Figure 185 - Zone d'influence des fondations, problématique des points durs. Le schéma ci-dessus illustre également le problème de la hauteur de sol sollicité pouvant concerner une couche sous-jacente compressible.



� Précautions vis à vis des constructions avoisinantes Attention, le système de fondations projeté ne doit pas apporter des contraintes supplémentaires aux ouvrages avoisinants existants ( murs d'infrastructure, fondations)

� Joints de fractionnement – joints de rupture Dans le cas où la configuration et la nature du sol de fondation entre deux blocs de construction seraient de nature et de caractéristiques différentes (tassements différents, mouvement sismique différent), il est alors nécessaire de créer un joint de fractionnement permettant aux deux blocs d'évoluer séparément. C’est un problème délicat pour les concepteurs Cette question peut devenir un vrai problème si les études préalables ont été insuffisantes et que l’hétérogénéité de sol n’est détectée qu’au moment où le projet est "bouclé", voire le chantier commencé, en raison de l’incidence du positionnement du joint dans la superstructure.

• construction sans partie enterrée

Précautions et dispositions identiques à celles prises pour les fondations en zone non sismique mais en tenant compte de la largeur des joints imposée par l'action sismique.

• construction avec partie enterrée

° Sans nappe phréatique

Précautions et dispositions identiques à celles prises pour les fondations en zone non sismique mais en tenant compte de la largeur des joints imposée par l'action sismique.

° Avec nappe phréatique

Précautions et dispositions identiques à celles prises pour les fondations en zone non sismique mais en tenant compte de la largeur des joints imposée par l'action sismique. Des dispositifs d'étanchéité réglementaires (DTU 14, joints "water-stop", protection, etc..) permettant les déplacements relatifs doivent être mis en place.

Figure 186 – Coupe schématique sur un Joint "Water-stop" au droit d’un joint de fractionnement.



6.5.2. Construction sur terrain plat • Construction sans partie enterrée

Précautions et dispositions identiques à celles prises pour les fondations en zone non sismique (DTU 13.1, gel, etc..) Mais Il faut veiller à ce que les fondations soient suffisamment encastrées afin de pouvoir résister aux efforts horizontaux dans les deux directions. Il peut être alors possible de réaliser des bêches. En cas de bon sol "profond", la raideur des fondations sera déterminante pour savoir "où ramener les efforts horizontaux".

Figure 187 - Exemple de liaison parasismique des semelles par un plancher rigide situé moins d'1,20 au-dessus du sol de fondation

• construction avec partie enterrée

° Sans nappe phréatique Pas de problème particulier, dans les cas les plus courants, l'existence d'un sous-sol permet en outre l'ancrage satisfaisant du bâtiment.

° Avec nappe phréatique La surpression dynamique de l'eau doit être prise en compte pour la stabilité de l'ouvrage.

6.5.3. Construction sur terrain en pente

La stabilité du talus doit être examinée. Figure 188 - Stabilité des pentes - Détermination des zones d’influence pour les surfaces de glissement les plus critiques (PS-92)



Les fondations en amont ne doivent pas solliciter les fondations en aval (dépendant de l’angle de pente et de la nature du sol). Les semelles situées à des niveaux différents doivent être liaisonnées ce qui est plus délicat à réaliser que sur sol plat ou à faible pente.

Figure 189 - Liaison des semelles situées sur des niveaux différents par des longrines

Figure 190 - Liaison des semelles situées sur des niveaux différents par des voiles si h > 1,20 m

6.6. Fondations profondes

6.6.1. Dispositions générales Les fondations profondes sont employées lorsque les couches superficielles de terrain sont de qualité médiocre. Elles sont réalisées selon le DTU 13.2 qui fixe les différentes modalités de calculs, d'exécution et de contrôle. Suivant la géométrie de la construction, l'environnement, les descentes de charge et les caractéristiques et la profondeur du sol d'assise on utilise les types de fondations profondes suivantes :



PS-92 - § 9.32 : Fondations profondes § 9.321 : Dispositions générales • 1. Les règles s’appliquent au type de fondations profondes suivantes : • pieux en béton moulé dans le sol ainsi qu’aux pieux exécutés à la tarière creuse, • barrettes en béton moulé dans le sol, • pieux battus préfabriqués en béton armé, • pieux battus métalliques tubulaires, pieux H, caissons de palplanches ou palplanches. • micropieux ou pieux injectés sous pression. • 2. L’emploi de fondations profondes inclinées est interdit. • 3. Des longrines de solidarisation formant un réseau bi-directionnel et conformes aux prescriptions de l’article 9.311 doivent être disposées dans le cas d’appui reposant sur des pieux isolés, des groupes de deux pieux, et plus généralement dans le cas de groupes de pieux délimitant en plan un contour dont l’une des dimensions est faible par rapport à l’autre. • De telles liaisons sont à prévoir aussi dans le cas des barrettes, à moins que ces dernières ne forment un plan en réseau continu dans les deux directions. � Les massifs isolés des éléments de fondations profondes doivent être reliés par un

système de liaisons parasismiques (longrines, dallage renforcé) situé à moins de 1.20 m au-dessus de la sous-face des massifs.

Figure 191 - Liaisons parasismiques des massifs isolés en tête de fondation profondes par des longrines

� Nota :L'utilisation de fondations profondes et leur adaptation au sol (nature,

profondeur) fait qu'il peut arriver que le centre de torsion de l'ensemble des fondations peut se trouver notablement décalé par rapport à celui des contreventements de la structure. Il faut vérifier ce point et le traiter en modifiant le système.

PS-92 - § 9.4 : Calcul des fondations profondes § 9.41 Principes généraux § 9.411 • Le calcul doit tenir compte des réductions ou pertes de résistance que certains des sols traversés peuvent subir avant et pendant le mouvement sismique, pour tous les types de fondations profondes énumérés au paragraphe 9.321.. • Il doit également prendre en compte, lorsqu’il y a lieu, les frottements négatifs ou les poussées latérales engendrées par le tassement que certaines des formations traversées peuvent subir du fait des vibrations sismiques. • Au sein du volume de sol sollicité par le système de fondations, les zones reconnues comme susceptibles de se liquéfier doivent être, soit traitées, soit prises en considérations comme spécifié dans l’article 9.162.



§ 9.412 • Il doit être vérifié pour tous les types de fondations énumérés au paragraphe 9.321 qu’elles sont aptes à supporter les charges verticales, y compris celles engendrées par l’action sismique, dans l’état de déformation résultant de l’action combinée du sol et de la structure portée. • Dans le cas d’éléments en béton armé, leurs section et leur ferraillage doivent être tels que leurs états limites de résistance ne répondent à aucune rupture fragile.

6.6.2. Puits

Solution qui ne nécessite pas de matériel spécialisé, peu coûteuse si profondeur modeste. Ce type de fondations n'est utilisé généralement que lorsque le sol d'assise n'est qu'à quelques mètres de profondeur. Les puits sont creusés "à la main" et nécessitent la présence d'hommes au fond du forage. Les parois du forage sont blindées. Le forage est bétonné à sec. Contrairement à leur emploi en zone non sismique, les puits sont obligatoirement armés en zone sismique. L'article 9.324 des règles PS fixe les modalités de réalisation des puits (définition forfaitaire des armatures).

Figure 192 - En zone sismique les puits profonds sont obligatoirement armés

PS-92 - § 9.32 : Fondations profondes § 9.324 : Puits • a) Définition. On désigne dans ce texte par puits, une colonne de béton reportant les charges verticales à sa base, dont l’élancement (hauteur/diamètre) est supérieur ou égal à 6, et dont le diamètre est au moins égal à 120 cm. • b) Dispositions constructives Armatures longitudinales :

nombre minimal de barres : 8 diamètre minimal : 12 mm pourcentage minimal : ϖ > 0,3%



ϖ : section totale rapportée à la section nominale B du puits Armatures transversales :

elles sont constituées par des spires ou des cerces répondant aux conditions ci-après : diamètre minimal : Max [φ1/3 ; 8 mm] pourcentage minimal en volume : 0,2% espacement maximal de nu à nu des spires ou cerces : s’ = 12 fois le diamètre des barres longitudinales en zone courante s’ = 10 cm en zone critique, en considérant comme zone critique la partie supérieure et

inférieure des puits de longueur égale à 2 fois leur diamètre nominal. Dans le cas où le béton est mis en place dans une chemise ou une gaine métallique abandonnée dans le sol après coulage, la section d’acier de cette chemise ou de cette gaine peut, défalcation faite de l’épaisseur de métal susceptible de se corroder pendant la durée de vie de l’ouvrage, être prise en compte dans l’évaluation de la quantité d’armatures transversales définie ci-dessus sans avoir cependant pour effet de réduire ces armatures de plus de 50%. N-B : Les puits d’élancement inférieur à 6 sont des fondations semi-profondes.

6.6.3. Pieux et barrettes coulés en place

6.6.3.1. Généralités sur les pieux

Lorsque le sol de fondation ne peut être atteint en profondeur que par des moyens spécialisés on utilise des pieux. Il peuvent reprendre des charges verticales élevées, mais des charges horizontales modestes. A ce titre, il est préférable d’encastrer la superstructure dans le sol, les déformations des pieux suivant alors celles du sol. Si ce n’est pas possible, préférer les barrettes pour leur rigidité propre à leur système. Il est également important d’identifier le tassement potentiel du sol, surtout s’il n’est pas traité, afin d’en tenir compte dans les hypothèses d’encastrement avant et après séisme afin d’éviter le cisaillement des têtes de pieux. Comportement des pieux (statique):

• • • • • • • • SOL HOMOGENE BI-COUCHES



Comportement d’un groupe de pieux :

Problème du frottement négatif en cas de tassement de sol (par exemple si liquéfaction) : Le pieu se trouve plus chargé qu’à l’état initial. Si le sol n’est pas traité il faut en tenir compte au dimensionnement.



Figure 193 - Pieux dénudés sous l’effet d’un phénomène de liquéfaction. A hauteur du niveau d’eau on voit les aciers longitudinaux flambés sous un effort en compression (Séisme de Kobé, 1995) (Document EQIIS – USA)

Efforts non verticaux sur les pieux: Les pieux doivent pouvoir avoir un comportement flexible.

Figure 194 - Cisaillement de pieux découverts suite à un phénomène de liquéfaction. (Séisme de Kobé, 1995) (Document EQIIS – USA) Il est nécessaire que les bêches périphériques mobilisent le sol pour éviter le cisaillement des têtes de pieux. En cas de sol potentiellement liquéfiable, il faut tenir compte de la hauteur possible du tassement.

Types de pieux : Différentes techniques sont utilisées suivant :

° le mode de fonctionnement : appuyés en pointe ou flottants ° les matériaux : béton armé ou métallique ° les procédés de forage, de mise en œuvre, de scellement, etc. :

moulés, préfabriqués, battus, injectés



6.6.3.2. Pieux en béton moulé dans le sol et pieux exécutés à la

tarière creuse

Il s'agit de pieux forés dans le sol par des moyens mécaniques (tarière) sous protection ou non d'une boue de forage. Le diamètre maximum est limité par les engins de forage généralement à 1,20m. Contrairement à leur emploi en zone non sismique, les pieux sont obligatoirement armés en zone sismique. L'article 9.322 des règles PS fixe les modalités de réalisation de ces pieux, obligatoirement armés sur toute leur longueur Solution qui nécessite du matériel spécialisé "lourd".

Figure 195 - Forage de pieux à la tarière creuse

PS-92 - § 9.32 : Fondations profondes § 9.322 : Pieux en béton moulé dans le sol et pieux exécutés à la tarière creuse • Ils doivent être armés sur toute leur longueur de la manière indiquée ci-après : a) Armatures longitudinales

nombre minimal de barres : 6 diamètre minimal : 12 mm Section totale rapportée à la section nominale du pieu minimum : sols de type a ou b 0,5% sols de type c 0,6 % maximum : 3%

b) Armatures transversales Elles doivent être composées de spires et/ou cerces répondant aux conditions ci-après :

diamètre minimal : 6mm pourcentage minimal en volume : 0,6% en partie courante



0,8% en zone critique espace maximal de nu à nu des spires ou cerces : s’ = 12 fois le diamètre des barres longitudinales en partie courante s’ = 10 cm en zone critique

Sauf dispositions techniques spéciales, est considérée comme zone critique, en raison des courbures que les pieux sont exposés à subir, la partie supérieure des pieux sur une longueur égale à 2,5 fois leur diamètre nominal Dans le cas d’une couche de sol dont les caractéristiques de résistance sont fortement diminuées par la sollicitation sismique, la longueur de la zone critique doit être prise égale à la hauteur de cette couche, augmentés de 2,5 fois le diamètre nominal. Dans le cas où le béton est mis en place dans une chemise ou une gaine métallique abandonnée dans le sol après coulage, la section d’acier de cette chemise ou de cette gaine peut, défalcation faite de l’épaisseur de métal susceptible de se corroder pendant la durée de vie de l’ouvrage, être prise en compte dans l’évaluation de la quantité d’armatures transversales définie ci-dessus sans avoir cependant pour effet de réduire ces armatures de plus de 50%. Les armatures transversales polygonales ne sont pas autorisées pour les pieux exécutés à la tarière creuse. Barrettes en béton moulé dans le sol :

Ce type de fondations est utilisé généralement pour reprendre des descentes de charges élevées associées à des efforts horizontaux importants, en général pour les IGH. Les barrettes de différentes formes I T H L forment généralement un réseau orthogonal constituant ainsi un système de fondation contreventé complet. L'article 9.323 des règles PS fixe les modalités de réalisation des barrettes les barrettes isolées sont considérées comme des pieux moulés dans le sol les barrettes doivent être armées sur chacune de leur face Elles ont en général une largeur (épaisseur) de 60 – 80 cm, (mais pouvant aller jusqu’à 4m! cas au Japon) et une longueur de 2 à 6 m. La hauteur est fonction de la profondeur du sol d'ancrage, 30 à 50 m sont couramment obtenu, a comme limite celle des engins de forage (100 m pour l'hydrofraise). Le niveau d’encastrement souhaité dans le bon sol dépend des caractéristiques du sol et de la structure. Il est déterminé après étude. La liaison entre les barrettes et la superstructure est nécessairement un encastrement.

Solution qui nécessite du matériel spécialisé "lourd".



Figure 196 - Exemples de sections horizontales de barrettes

PS-92 - § 9.32 : Fondations profondes § 9.323 : Barrettes en béton moulé dans le sol • Les prescriptions qui suivent concernent les éléments faisant partie d’un ensemble comportant des barrettes placées orthogonalement (ou dans des directions convenables) et constituant un système complet de fondations. • Les barrettes isolées plates dont la déformation n’est pas limitée par leur disposition d’ensemble, doivent être armées en suivant les mêmes prescriptions que celles édictées au 9.322 pour les pieux de section circulaire. • Les barrettes doivent être armées sur chacune de leurs grandes faces d’un quadrillage d’armatures horizontales et verticales à l’espacement maximal de 35 cm. • La section totale des armatures verticales doit être supérieure à 0,5% de la section horizontale des barrettes lorsque celle-ci est inférieure à 1 m2 et à 0,25% de cette section lorsque celle-ci est supérieure à 2 m2 ; elle doit être au moins égale à 50 cm2 dans le cas intermédiaire. Dans tous les cas elle ne doit pas excéder 3%. • Les armatures horizontales doivent être dessinées de façon à assurer leur participation à la résistance aux efforts tranchants agissant suivant la grande dimension horizontale de la barrette et à s’opposer au flambement des armatures verticales disposées sur les petites faces ; à défaut, elles doivent être complétées par une armature appropriée. • Les deux nappes doivent être reliées par des armatures transversales susceptibles entre autres fonctions, de s’opposer au flambement des armatures comprimées. • Les armatures horizontales et transversales doivent représenter un pourcentage d’au moins 0,1% de la section verticale transversale ou longitudinale de la barrette.



6.6.3.3. Pieux et barrettes préfabriqués en béton armé Les pieux fabriqués en usine ou sur chantier sont mis en place :

- soit par enfoncement dans le sol par effet dynamique (par battage ou par vibrations). - soit dans un préforage de dimensions ajustées et "collés" par un coulis de ciment. L'article 9.325 des règles PS fixe les modalités de réalisation de ces pieux Toutes les dispositions des pieux moulés et des barrettes sont applicables Solution qui nécessite du matériel spécialisé "lourd".

Figure 197 - Elément préfabriqué mis en place après pré-forage et scellé au coulis.

PS-92 - § 9.32 : Fondations profondes § 9.325 : Pieux de fondation préfabriqués en béton armé • La section totale des armatures longitudinales des éléments de fondation préfabriqués en béton armé doit être au moins égale à 1% de la section droite de ces éléments et inférieure à 3% de cette section. • Toutes les autres dispositions relatives au nombre minimal de barres et aux armatures transversales spécifiées dans les articles 9.322 et 9.323 restent applicables à ces éléments préfabriqués selon leur forme.

6.6.3.4. Pieux battus métalliques : Il s'agit des pieux métalliques tubulaires, H, caissons de palplanches ou palplanches mis en œuvre par battage ou vibration. L'article 9.326 des règles PS fixe les modalités de réalisation de ces pieux. La liaison à la structure doit réaliser un encastrement effectif du pieu dans la structure. les éléments de liaisons doivent être conçus pour résister à tout éclatement (frettage) Solution qui nécessite du matériel spécialisé. PS-92 - § 9.32 : Fondations profondes § 9.326 : Pieux battus métalliques tubulaires, pieux H, caissons de palplanches ou palplanches



• Ce type de fondations doit se conformer pour les dispositions constructives, la mise en œuvre et le calcul, aux réglementations en vigueur. • La liaison à la structure doit réaliser un encastrement effectif du pieu dans cette structure. Cette dernière doit être conçue pour résister à tout éclatement dans cette zone d’encastrement.

6.6.4. Micro-pieux et pieux injectés sous pression

Les micropieux de type II, III, IV sont des pieux forés de diamètre de forage inférieur à 250 mm. Les pieux injectés haute pression sont des pieux forés de diamètre supérieur ou égal à 250 mm.

Le micropieu type II est un pieu foré, de diamètre inférieur à 250 mm. Le forage est équipé d'une armature et rempli d'un coulis ou de mortier de scellement par gravité ou sous une très faible pression au moyen d'un tube plongeur. Le micropieu type III est un pieu foré de diamètre inférieur à 250 mm. Le forage est équipé d'armatures et d'un système d'injection. L'injection est faite en tête à une pression supérieure ou égale à 1 MPa. Elle est globale et unitaire (IGU). Le micropieu type IV est un pieu foré de diamètre inférieur à 250 mm. Le forage est équipé d'armatures et d'un système d'injection. On procède à l'injection à l'obturateur simple ou double d'un coulis ou mortier de scellement à une pression d'injection supérieure ou égale à 1 MPa. L'injection est répétitive et sélective (IRS).

Figure 198 - Etapes de la mise en place des micropieux



Dans les sols mous, ce type de micropieux doit être calculé au flambement.

Figure 199 - Les pieux doivent être flexibles pour accompagner dans le domaine élastique les déformations du sol et ne pas flamber

L'article 9.327 des règles PS-92 fixe les modalités de réalisation de ces micropieux La liaison à la structure doit réaliser un encastrement effectif du pieu dans la structure, les éléments de liaisons doivent être conçus pour résister à tout éclatement (frettage)

Figure 200 - Encastrement - A gauche tête de pieu métallique. A droite, tête de pieu injecté sous pression (PS-92)



L'utilisation des micropieux est devenue courante, la technique nécessite du matériel spécialisé "léger", les armatures utilisées sont très souvent des tubes "pétroliers" (haute performance mécanique à vérifier) à coût compétitif. Les capacités portantes de 50 - 75 à 100 tonnes par micropieu sont facilement atteintes pour des tubes de diamètre 100 mm environ (en faisant varier l'épaisseur des tubes, ou par adjonction de barre intérieure).

° Les pieux injectés sous pression

Le pieu foré injecté haute pression est un pieu de diamètre supérieur ou égal à 250 mm. Le forage est équipé d'armatures et d'un système d'injection constitué par un ou plusieurs tubes à machettes (TAM). Lorsque l'armature est un tube métallique, ce tube peut faire office de tube à machettes. L'armature peut être également constituée par des profilés (H ou caissons de palplanches). Le scellement au terrain est effectué par injection sélective haute pression d'un coulis ou d'un mortier à partir d'un obturateur simple ou double. Dans les sols mous, et pour les petits diamètres ou les grands élancements, ce type de pieu doit être vérifié au flambement. PS-92 - § 9.32 : Fondations profondes § 9.327 : Micropieux et pieux injectés sous pression • Les recommandations s’appliquent à des micropieux de type II, III, IV de diamètre de forage inférieur à 250 mm. Ainsi qu’aux pieux injectés sous faible ou haute pression de diamètre supérieur à 250 mm, battus ou forés. • La liaison à la structure doit réaliser un encastrement effectif du micropieu dans cette structure. Cette dernière doit être conçue pour résister à tout éclatement dans cette zone d’encastrement. L’encastrement de la tête des micropieux et des pieux injectés dans les longrines de couronnement doit respecter les critères définis à l’article 9.326. • Les micropieux ou pieux injectés doivent comporter, sur toute la hauteur d’une couche de sol dont les caractéristiques peuvent être affectées par les séismes, une section élargie qui doit être justifiée comme un pieu, résultant de la mise en place d’une chemise perdue (fig 9.327). Ce type de solution doit assurer la transmission des efforts de la section élargie à la section courante.



Figure 9.327 • L’encastrement de la partie élargie dans le sol réputé non liquéfiable, est d’au moins 2,5 diamètres Dg. • La section d’acier au chemisage dans la partie élargie, défalcation farte de la corrosion, peut être prise en compte dans les calculs.

6.7. Dispositions particulières Dans certains cas particuliers, si les efforts étaient repris seulement par les fondations courantes (dont il a été question), la stabilité de l'ouvrage ne serait pas assurée. On est dons amené à utiliser des dispositifs particuliers de fondations.

6.7.1. Equilibrage des fondations par lest

Figure 201 - Equilibrage des poussées de terre par lest



6.7.2. Ancrages passifs

Figure 202 – Equilibrage des poussées par des ancrages verticaux et horizontaux