Designguide8s 04.02.2003, 13:18 Uhr1

CIDECT 9

Y. Kurobane, J. A. Packer, J. Wardenier, N. Yeomans

TÜV Media

CONSTRUIRE AVEC

EN ACIER

POUR LES ASSEMBLAGES DE POTEAUX STRUCTURELS EN PROFIL CREUX

Ce neuvième manuel de la collection du CIDECT „Construire avec des profils creux en acier“, traite plusieurs aspect du calcul d‘assemblage de poteaux aux profil creux en acier à la fois vides et remplis de béton, qui doivent être pris en considération pour obtenir une construction sûre, économique et architecturalement agréable.

Ce manuel contient des détails de calcul pour les assemblages poutre-à-colonne et les assemblage d‘extrémités pour les poteaux aux profils creux en acier circulaires, carrés et rectangulaires. Il traite à la fois des assemblages boulonnés et soudés.

Le type d‘assemblages poutre-à-colonne présenté inclut les assemblages en cisaillement simple, les assemblages semi-rigides et les assemblage de moment total, mais également les assemblages pour le design sismique.

Les méthodes d‘assemblage d‘extrémités (joint) comprennent la soudure, le boulonnage et le clouage.

www.tuev-media.de ISBN 10: 3-8249-0973-1ISBN 13: 978-3-8249-0973-5

DES PROFILS CREUX

POUR LES ASSEMBLAGES DE POTEAUX STRUCTURELS

EN PROFIL CREUX

CONSTRUIREAVEC DES PROFILSCREUX EN ACIER

Édité par : Comité International pour le Développement et l’Etude de laConstruction Tubulaire

Auteurs : Yoshiaki Kurobane, Université de Sojo, Kumamoto, JaponJeffrey A. Packer, Université de Toronto, CanadaJaap Wardenier, Université de Technologie de Delft, Pays BasNoel Yeomans, Président de la Commision Technique du CIDECT

POUR LES ASSEMBLAGES DEPOTEAUX STRUCTURELS EN PROFILCREUXY. Kurobane, J. A. Packer, J. Wardenier, N. F. Yeomans

TÜV Media

Information bibliographique de la Deutsche Nationalbibliothek

La Deutsche Nationalbibliothek a répertorié cette publication dansla Deutsche Nationalbibliografie; les données bibliographiquesdétaillées peuvent être consultées sur Internet à l'adresse

© par TÜV Media GmbH, TÜV Rheinland Group, Köln 2006

Production complète : TÜV Media GmbH, KölnImprimé en Allemagne, 2006

Imprimé sur du papier blanchi sans chlore

http://dnb.d-nb.de.

ISBN 13: 978-3-8249-0973-5ISBN 10: 3-8249-0973-1

PréfaceLes profils creux en acier, circulaires, carrés et rectangulaires font parti des profilsstructurels les plus efficaces pour supporter les charges de compression Ce guide dedimensionnement a été rédigé pour fournir à l'ingénieur les informations nécessaires pourconcevoir des assemblages de poteaux en profil creux de la manière la plus efficace et laplus économique possible. Les profils creux structurels en acier sont uniques dans lemonde des profils structurels en acier, car leur forme géométrique est conçue de telle sorteque leur masse est uniformément répartie tout le long de leur axe longitudinal, ils sont parconséquent parfaits pour être utilisés comme poteaux.

Ce guide de dimensionnement est le 9ème d'une série que le CIDECT a publié sous le titregénéral de “Construire avec des profils creux en acier” Les guides de dimensionnementpubliés précédemment dans la série et disponibles en anglais, français, allemand etespagnol sont :

1. Guide de dimensionnement pour les assemblages de sections creuses circulair(CHS) sous chargement statique prédominant (1991).

es

2. Guide de dimensionnement pour la stabilité des structures en profils creux (1992,nouvelle impression 1996).

3. Guide de dimensionnement pour les assemblges de sections creuses rectangulairessous chargement statique prédominant (1992).

4. Guide de dimensionnement pour les Poteaux en profils creux structurels soumis àl’incendie (1995, nouvelle impression 1996).

5. Guide de dimensionnement pour les poteaux en profils creux remplis de béton soussollicitations statiques et sismiques. (1995).

6. Guide de dimensionnement pour l’utilisation de profils creux en acier dans lesapplications mécaniques (1995).

7. Guide de dimensionnement pour la fabrication, l’assemblage et le montage desstructures en profils creux (1998).

8. Guide de dimensionnement pour les assemblage de profils creux circulaires ourectangulaires sous chargement de fatigue (2000).

Le CIDECT remercie chaleureusement les auteurs de ce guide de dimensionnement, Pr.Yoshiaki Kurobane de Sojo University au Japon, Pr. Dr. Jeffrey Packer de l'Université deToronto au Canada, Pr. Dr. Jaap Wardenier de l’Université de Technologie de Delft auxPays-Bas et Mr. Noel Yeomans de Corus Tubes au Royaume Uni, pour leur persévéranceet leur professionnalisme dans la rédaction de plusieurs chapitres, ainsi que l’ensemble deses membres pour leurs commentaires et soutien précieux.

CIDECT2006

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TABLE DES MATIÈRES

1 Introduction . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 9

1.1 Méthode générale de dimensionnement . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 9

2 Avantages des poteaux en profil creux. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 11

2.1 Poteaux ordinaires. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 112.2 Poteaux remplis de béton.. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 132.3 Protection contre l'incendie. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 142.3.1 Protection externe contre le feu . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 142.3.2 Protection interne contre le feu . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 15

3 Systèmes de boulonnage d’un seul côté . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 16

3.1 Système de forage Flowdrill . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 163.2 L’insert Lindapter HolloBolt . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 183.3 Le boulon Huck Ultra-Twist . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 183.4 Soudage de goujons . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 193.5 Autres méthodes . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 19

4 Classement des assemblages . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 21

4.1 Introduction . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 214.1.1 Comportement élastique. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 214.1.2 Comportement plastique . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 234.2 Dimensionnement de l'assemblage semi-rigide selon Eurocode 3 . . . . . . . . . . . 254.2.1 Classement des assemblages. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 264.2.2 Résistance de moment . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 274.2.3 Rigidité de rotation . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 284.2.4 Capacité de rotation . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 294.2.5 Concept de dimensionnement . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 29

5 Assemblages en simple cisaillement. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 30

5.1 Introduction . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 305.2 États-limites pour les assemblages en simple cisaillement . . . . . . . . . . . . . . . . . .315.3 Assemblages par plat en simple cisaillement (goussets, ailerons) . . . . . . . . . . . . 315.3.1 Exemple de calcul d'assemblages de poteaux en RHS . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 335.3.2 Assemblages de poteaux en CHS . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 355.3.3 Assemblages par plats en simple cisaillement aux angles de poteaux en RHS . . 375.4 Assemblages par plat traversant . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 375.5 Assemblages par platine d'extrémité . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 385.6 Assemblages par profilé en T . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 395.7 Assemblages par cornière simple et double . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 405.8 Assemblages par tasseau non raidi . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 425.9 Assemblages par tasseau raidi . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 425.10 Poutres en profil creux sur poteaux en profil creux . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 475.11 Utilisation de boulons traversants sur les poteaux en profil creux . . . . . . . . . . . 475.12 Influence des dalles en béton sur la tenue des assemblages . . . . . . . . . . . . . . . 48

6

6 Assemblages semi-rigides . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 49

6.1 Types d'assemblages semi-rigides avec des éléments en profils creux . . . . . . . 496.2 Assemblages soudés de poutres et poteaux en profils creux . . . . . . . . . . . . . . . 506.2.1 Eléments de poutres et de poteaux en CHS. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 506.2.2 Eléments de poutres et de poteaux en RHS. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 546.2.3 Eléments de poutres et de poteaux en RHS et CHS . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 606.3 Assemblages soudés de poutres en l et potaux en profils creux . . . . . . . . . . . . . 606.3.1 Assemblages de poutres en l et de poteaux en CHS. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 626.3.2 Assemblages de poutres en l et de poteaux en RHS . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 696.4 Assemblages boulonnés de poutres et poteaux en profils creux . . . . . . . . . . . . . 746.4.1 Assemblages poutre-poteau en CHS . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 746.4.2 Assemblages poutre-poteau en RHS . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 746.5 Assemblages boulonnés de poutres en l et de poteaux en profils creux. . . . . . . 756.5.1 Assemblages de poutres en l et de poteaux en CHS. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 766.5.2 Assemblages de poutres en l et de poteaux en RHS . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 766.6 Exemples . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 80

Exemple 1: Poutres et poteaux en CHS . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 81Exemple 2: Poutres et poteaux en RHS . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 85Exemple 3: Poutres en l et poteaux en CHS. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 88Exemple 4: Assemblages boulonnés poutre en l et poteau en RHS . . . . . . . . . . 90

7 Exigences spéciales pour les charges sismiques . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 93

7.1 Comportements structurels dissipatifs et non dissipatifs . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 947.2 Matériaux . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 947.3 Types structurels et facteurs de comportement . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 957.4 Assemblages dans les zones dissipatives . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 977.5 Dimensionnement poutre faible-poteau fort . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 977.6 Assemblages avec moment poutre-poteaux (assemblages rigides

et complètement résistants). . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 997.7 Panneau d'âme d’un poteau . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 102

8 Assemblages rigides (à résistance complète) . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 105

8.1 Assemblages avec diaphragmes traversants pour un soudage en atelier. . . . . . . . . . . . . . . 1058.2 Assemblages boulonnés avec diaphragmes traversants . . . . . . . . . . . . . . . . . . 1118.2.1 Exemple de calcul d’un assemblage boulonné avec diaphragme traversant . . . . . . 1158.3 Assemblages avec diaphragmes traversants pour soudage sur site . . . . . . . . . 1198.3.1 Assemblages avec détails améliorés . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 1198.3.2 Assemblages pour des portiques ordinaires avec moments . . . . . . . . . . . . . . . 1218.3.3 Assemblages renforcés . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 1218.4 Assemblages de poutre à section réduite (PSR). . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 1258.5 Assemblages avec diaphragmes internes . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 1268.6 Assemblages avec diaphragmes externes . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 1308.7 Assemblages avec platine d'extrémité et boulons aveugles . . . . . . . . . . . . . . . 1368.8 Assemblages rigides pour les structures des régions à faible sismicité.. . . . . . . . . . 139

9 Assemblages sur les poteaux remplis de béton . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 141

9.1 Introduction . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 1419.2 Assemblages en simple cisaillement. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 1419.2.1 Introduction de la charge sur le poteau. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 1419.2.2 Concept de dimensionnement . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 1439.3 Assemblages semi-rigides. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 1439.3.1 Introduction . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 143

7

9.3.2 Assemblages soudés non renforcés de poutres et de poteaux en profils creux. . . . 1449.3.3 Assemblages soudés non renforcé poutre en I-poteau en profil creux . . . . . . . 1459.3.4 Assemblages boulonnés de poutres et de poteaux en profils creux . . . . . . . . . 1469.3.5 Assemblages boulonnés de poutres en l et de poteaux en profils creux. . . . . . 1479.3.6 Exemples . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 1499.4 Assemblages rigides (à résistance complète) . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 1499.4.1 Résistance au cisaillement du panneau d'âme de la colonne . . . . . . . . . . . . . . 1499.4.2 Résistance en flexion des assemblages poutre-poteau . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 151

10 Assemblages de contreventements et de fermes avec des poteaux . . . . . 156

10.1 Assemblages de contreventements sur des poteaux en RHS . . . . . . . . . . . . . . 15610.1.1 Plat longitudinal et poteaux en RHS . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 15610.1.2 Assemblage longitudinal “plat traversant sur poteau en RHS” . . . . . . . . . . . . . 16210.1.3 Plat longitudinal raidi (tronçon de T) sur poteau en RHS . . . . . . . . . . . . . . . . . . 16210.1.4 Plat transversal sur poteau en RHS . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 16410.2 Assemblages de contreventements sur poteaux en CHS . . . . . . . . . . . . . . . . . 16510.2.1 Plat longitudinal sur poteau en CHS . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 16510.2.2 “Plat traversant” longitudinal sur poteau en CHS . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 16510.2.3 Plat longitudinal raidi (tronçon de T) sur poteau en CHS . . . . . . . . . . . . . . . . . . 16610.2.4 Plat transversal sur poteau en CHS . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 16610.3 Assemblages de contreventements sur poteaux en RHS et CHS

soumis à des charges sismiques. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 16610.4 Assemblages de fermes sur des poteaux . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 166

11 Raboutage de poteau . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 168

11.1 Poteaux ordinaires . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 16811.1.1 Platines d'extrémité boulonnées . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 16811.1.2 Couvre-joints boulonnés . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 17211.1.3 Soudage. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 17311.1.4 Raboutages soudés de poteaux dans les régions sismiques. . . . . . . . . . . . . . . 17311.2 Poteaux remplis de béton . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 17511.3 Clouage des mâts . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 17611.4 Exemple de dimensionnement . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 17711.4.1 Platines d'extrémité boulonnées . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 177

12 Table des symboles et des abréviations . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 179

12.1 Abréviations des organismes. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 17912.2 Autres abréviations . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 17912.3 Symboles généraux . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 17912.4 Indices . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 18012.5 Exposants . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 181

13 Références . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 182

Annexe A : Recherches sur les diaphragmes traversants . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 196

A.1 Résumé des essais . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 196A.2 Évaluation de la capacité de rotation des poutres . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 199A.3 Résistance à la flexion des assemblages poutre-poteau . . . . . . . . . . . . . . . . . 200A.4 Définition du facteur de déformation plastique cumulatif . . . . . . . . . . . . . . . . . 201

CIDECT . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 203

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1 IntroductionLes profils creux structurels en acier qu'ils soient circulaires, carrés ou rectangulaires, sontplus efficaces comme éléments de compression que tous autres profils structurels enacier, par ex. en profil en I-, H- ou L-, de part leur forme géométrique.

Pour obtenir une structure agréable, techniquement fiable et économique, l'architecte etl'ingénieur d'études doivent dès le début du projet être conscients des effets de leursdécisions sur la fabrication, le montage et la construction de la structure.

Les architectes, les ingénieurs d'études, les fabricants et les constructeurs sont tous des expertsdans leur domaine spécifique, mais travaillent en général de manière isolée. L'architecte etl'ingénieur d'études sont tous les deux responsables du plan d'ensemble, du dimensionnementdes parties et, lorsqu'il s'agit de constructions tubulaires, de certains détails de départ desassemblages. Leurs travaux ont généralement pour but principal la réduction du poids matérielde la structure, et bien souvent prennent peu en compte la fabrication, le montage et laconstruction. Ce manque de communication entre les diverses disciplines et la méconnaissancedes interactions entre les différents domaines conduit souvent à une situation dans laquellel'impact de l'étude, sur la fabrication et la construction et vice-versa, n'est pas correctementévalué.

La pratique généralisée qui consiste à élaborer un plan pour obtenir un poids matérielminimum est trop souvent contre productive en raison des coûts supplémentairesentraînés par une fabrication complexe et une construction sur site imposée par l'étude dedimensionnement de départ. Ceci peut être évité par un dialogue efficace entre toutes lesdisciplines concernées, chacune d'entre elles ayant connaissance des autres conditionspour la réalisation d'une structure satisfaisante et économique.

Une construction en acier correctement conçue comprenant des profils creux structurels, ettenant compte de tous les points indiqués, ci-dessus, sera presque toujours plus légère en termede poids matériel qu'une construction similaire faite en profils ouverts. Par conséquent, mêmesi les profils creux structurels sont souvent plus chers que les profils ouverts à l'achat par tonne,l'économie globale qui peut être réalisée sur le poids en les utilisant aura souvent commeconséquence une économie de coûts et donc, une construction moins chère.

1.1 Méthode générale de dimensionnement

La méthode générale de dimensionnement, les conditions et la terminologie peuvent varierconsidérablement d'un pays à l'autre, par ex.

• Calcul des états limites ou calcul des contraintes admissibles;• Exigences ou absence d’exigences en matière de robustesse (aussi appelé intégrité de

la structure);• Limite d’élasticité des matériaux, résistance à la traction ou une combinaison des deux;• Méthodologie et valeur spécifique des facteurs partiels de sécurité (ou facteurs de

résistance) pour la charge et la capacité;• Détails du dimensionnement;• Les symboles utilisés varient non seulement d'un pays à l'autre, mais parfois aussi à

l'intérieur d'un même pays.

Méthode de dimensionnement : Sauf cas contraires expressément indiqué, ce guide deconception est écrit en termes de format d'états limites. Néanmoins, si les informations donnéesdans ce guide de dimensionnement doivent être utilisées dans une étude de contrainteadmissible, nous vous conseillons d'utiliser un facteur de sécurité d'environ 1,5 par rapport auxcapacités indiquées dans ce guide.

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Robustesse : Dans de nombreux pays, les codes de construction et les législationsprécisent des conditions de robustesse ou d'intégrité de la structure. Cette conditionimplique que tous les assemblages, même les assemblages à cisaillement simple avecuniquement des charges de cisaillement verticales doivent aussi être capables desupporter des forces horizontales nominales spécifiées. Cette règle permet de s'assurerque si des forces horizontales accidentelles sont présentes dans l'édifice, celui-ci et lesassemblages individuels resteront intacts et ne se ruineront pas.

Résistance des matériaux : Les profils creux structurels sont fabriqués dans de nombreuxpays et les caractéristiques du produit peuvent être différentes d'un pays à l'autre. Cesdifférences peuvent aussi porter sur la méthode de fabrication (fini à chaud ou formé à froid),la résistance à la déformation et la résistance à la traction, les propriétés d'allongement etd'impact, ainsi que sur les propriétés géométriques et les tolérances du profil creux.

Il existe aussi des différences dans la définition de la limite d'élasticité au cisaillement.certains utilisent un coefficient de 0,6 fois la limite d'élasticité et d'autres la divisent par 3.Dans ce guide, cette dernière méthode a généralement été utilisée.

Facteurs partiels de sécurité : Différents réglements de construction utilisent différentesphilosophies pour calculer les facteurs de sécurité partiels pour la résistance. Certainsrèglements comme l'Eurocode Nº3 (CEN 1992) utilisent des facteurs de sécurité partiels (�) pourla résistance dont les valeurs sont généralement supérieures ou égales à 1,0 et sont utiliséscomme diviseurs, c'est à dire (force nominale)/�M. D'autres, particulièrement en Amérique dunord et en Australie, utilisent des facteurs de résistance ou de capacité (�) avec des valeurségales ou inférieures à 1,0 en tant que multiplicateurs, c'est à dire � (force nominale). Cependant,cette différence dans la méthode de calcul induit généralement peu de différence dans le calculétant donné que la valeur de 1/�M est habituellement presque la même que �.

Dans ce guide, comme dans tous les guides de dimensionnement antérieurs du CIDECT,toutes les expressions de calcul concernant un poteau en profil creux comportent déjà unfacteur de sécurité (ou de résistance) partiel majeur (� = 1/�); par conséquent aucun autrefacteur partiel de sécurité ou de résistance ne doit leur être appliqué. Néanmoins pour lespoutres, les plats, les boulons etc. les facteurs de sécurité ou de capacité importants dansle règlement de calcul utilisés par l'ingénieur d'études doivent toujours être utilisés. Parconséquent les facteurs �M ou � doivent être utilisés uniquement lorsque cela est indiquédans ce guide.

Détails de conception : Plusieurs règlements et spécifications utilisent des détails deconception différents pour les données telles que les écartements des boulons, lesdistances entre bords et centres des boulons, les longueurs réelles des soudures, etc. Lebut de ce guide de dimensionnement n'est pas de donner des valeurs spécifiques pources paramètres; les valeurs indiquées dans le règlement correspondant utilisé parl'ingénieur d'études doivent donc toujours être appliquées. Dans certains des exemplesfournis dans ce guide, pour plus de clarté, les auteurs ont présenté un détail dedimensionnement en s'aidant d'un règlement de dimensionnement local. Ces cas sontexplicitement indiqués, et les ingénieurs doivent toujours utiliser leurs codes locauxlorsqu'ils réalisent des vérifications similaires.

Symboles : De nombreux symboles différents sont utilisés dans le monde pour désignerla même chose. Par exemple, dans plusieurs codes, le symbole utilisé pour désigner lalimite d'élasticité peut être Fy, fy, py, Ys ou Re, etc. Vous trouverez une liste des symbolesutilisés dans ce guide au chapitre 12.

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2 Avantages des poteaux en profil creux

Le rayon de giration, en particulier celui concernant le petit axe d'un profil creux structurelest très supérieur à celui d'un profil ouvert de mêmes dimensions et d'aire équivalente. Lerésultat est un élancement bien inférieur pour une même longueur réelle, et donc unecapacité de compression supérieure. Toutes contraintes résiduelles présentes dans leprofil du fait du procédé de fabrication est généralement répartie de manière beaucoupplus favorable que celles contenues dans les profils ouverts en raison des caractéristiquesde formes différentes; ceci a aussi comme conséquence une augmentation de larésistance à la compression.

Les profils creux structurels sont généralement disponibles dans des longueurs de 12 ou15 mètres, mais ils peuvent dans certains cas atteindrent jusqu'à 24 mètres. Ceci signifiequ'une seule longueur par poteau est nécessaire pour les immeubles d'environ 4 étagesmaximum.

Un autre des avantages des profils creux structurels est, que pour une dimensiontransversale donnée les cotes extérieures restent les mêmes indépendamment del'épaisseur au contraire des poteaux en profil en H, où les dimensions intérieures restentles mêmes tandis que les dimensions exterieures changent. Ceci signifie que même sil'aire transversale du profil creux est réduite dans les étages supérieurs, les longueurs despoutres peuvent rester les mêmes pour toute la hauteur de l'immeuble. Ceci a pourconséquence une fabrication plus standardisée des poutres, des délais de constructionréduits et par conséquent des coûts globaux moindres.

2.1 Poteaux ordinaires

Dans la plupart des pays du monde, les règlements de dimensionnement en vigueur et lesnormes sont ou seront très prochainement basés sur la méthode de calcul des étatslimites. La plupart d'entre eux utilisent ce qui est décrit comme des courbes deflambement pour le calcul des éléments comprimés La désignation de ces courbes varie.En Europe, par exemple, l’Eurocode 3 (CEN 1992) utilise les désignations a, b, c, etc. alorsque d'autres utilisent 1, 2, 3 etc. Néanmoins, dans tous les cas, les profils creux structurelsfinis à chaud ont été associés à la courbe la plus élevée (c'est à dire courbe a ou 1). Dansl’Eurocode 3, mais pas forcément dans le monde entier, les profils creux structurels formésà froid, sur la base des propriétés mécaniques accrues du produit fini formé à froid, ontété affectés à la troisième courbe (c'est à dire courbe c ou 3). Vous trouverez un graphiquedes courbes de flambement selon l’Eurocode 3 à la figure 2.1.Utiliser un profil creuxstructurel au lieu d'un profil structurel ouvert peut entraîner soit une capacité beaucoupplus élevée soit une économie de poids considérable. Par ailleurs, si les poteaux sontsujets à des moments de flexion sur les deux axes, les profils creux structurels ontgénéralement un moment d'inertie et un module de flexion sur l'axe mineur supérieur à unprofil en H comparable. La conception des éléments comprimés est décrite de manièrebeaucoup plus détaillée dans le guide de dimensionnement sur la stabilité des structuresen profils creux (Rondal et al. 1992).

11

12

Figure 2.1 – Courbes de flambement de poteaux selon Eurocode 3.

Vous trouverez des exemples aux figures 2.2 et 2.3. Cette comparaison a été réalisée surune longueur réelle de 5 m et selon Eurocode 3, avec les conditions du documentd'application nationale du RU, DD ENV 1993 (BSI 1992). Les profils utilisés sont le poteauuniversel Britannique (UC, profil en H), BS 4 (BSI 1993), et deux profils creux structurelsfinis à chaud, l'un carré (RHS) et l'autre circulaire (CHS), EN 10210 (CEN 1997), tous lesprofils ayant une limite d'élasticité nominale de 275 N/mm2.

Figure 2.2 – Comparaison de la capacité en compression de profils de masse égale.

Fact

eur

de

réd

uctio

n d

e la

lim

ite d

'éla

stic

ité

profil en H RHS CHS profil en H RHS CHSa) masse ~ 60 kg/m b) masse ~ 106 kg/m

Elancement réduit

Cap

acité

en

com

pre

ssio

n

Basé sur le concept de masses égales, la figure 2.2 montre que pour des masses de profilsd'environ 60 kg/m, un profil creux structurel a une capacité d'environ deux fois celle d'unpoteau universel et, que pour des masses d'environ 106 kg/m la capacité est d’environ50 % supérieure. La réciproque de ce calcul est indiquée à la figure 2.3, où pour descapacités égales, une économie de masse d'environ 40% peut être réalisée pour unecapacité d'environ 1000 kN et, une économie de 30% à 35% pour une capacité d'environ2100 kN.

Figure 2.3 – Comparaison de masses de profil pour des capacités de compression égales.

2.2 Poteaux remplis de béton

Le vide central d'un profil creux structurel permet de le remplir facilement de béton, avecou sans barre d'armature, afin de créer un profil composite en acier-béton, ceci sans avoirbesoin de coffrages temporaires comme avec les poteaux composites faits avec desprofils ouverts. On utilise généralement un béton avec une résistance sur cylindrecomprise entre 20 N/mm2 et 50 N/mm2 (résistance sur cube de 25 à 60 N/mm2). Il estpossible d'utiliser du béton plus résistant, mais les études réalisées jusqu'à présent dansce domaine sont toujours en cours et aucun guide du CIDECT définitif n'est disponible.Les poteaux en profils creux remplis de béton sont beaucoup plus ductiles que lespoteaux en béton massif ou en béton armé aussi les assemblages des poutres, etc.peuvent généralement être conçus et construits selon des critères directs dedimensionnement en acier. La ductilité et la capacité de rotation des poteaux en profilscreux remplis de béton sont bien meilleures que celles d'autres types de poteauxcomposites puisque le béton est enfermé dans l’enveloppe en acier et ne peut pas sedisloquer même si la résistance ultime du béton est atteinte.

La figure 2.4 donne une comparaison de capacité des profils comme ceux indiqués à lafigure 2.2 a), mais, elle comprend aussi celles des deux profils creux structurels lorsqu'ilssont remplis de béton avec une résistance sur cube de 40 N/mm2. Les capacités desprofils creux ont été considérablement accrues et sont maintenant environ de 170% à220% supérieures à celles des poteaux en profils universels.

13

Mas

se d

e p

rofil

- kg

/m

Profil-H RHS CHS Profil-H RHS CHSa) capacités ~ 950 kN b) capacités~ 2100 kN

Figure 2.4 – Capacités en compression pour des profils de masse égale (environ 60kg/m) avec un remplissage en béton.

La plupart des pays, par exemple l'Australie, le Canada et les pays européens utilisent àprésent des méthodes de calcul aux états limites pour le dimensionnement des poteauxcomposites acier-béton, même si d'autres, comme le Japon, utilisent toujours uneapproche de contrainte admissible. Le dimensionnement des profils creux remplis debéton est décrit de manière beaucoup plus détaillée dans le guide de dimensionnementsur les profils creux remplis de béton (Bergmann et al. 1995).

2.3 Protection contre l'incendie

Les profils creux structurels sont uniques parmi les profils en acier structurels puisqu'ilspeuvent être protégés contre les incendies grâce à des méthodes de protection internesou externes. Comme avec d'autres profils structurels en acier, dans certains cas où letemps de résistance au feu requis est assez court, environ de 15 à 30 minutes, il estpossible qu'aucun système de protection ne soit nécessaire.

Le guide CIDECT No. 4 (Twilt et al. 1995) donne plus d'informations sur les conditionsd’application des méthodes de protection internes et externes contre le risque d’incendie,pour les profils creux structurels.

2.3.1 Protection externe contre le feu

Ce type de protection incendie peut être appliqué à tous les types de profils structurels enacier. Le niveau de protection contre l'incendie dépend des propriétés et de l'épaisseur dumatériau d'isolation, du facteur de forme (périphérie de la surface chauffée divisée parl'aire de la section droite) du profil en acier et de la charge qui est supportée.

Si un matériau de protection est projeté ou si l’on doit utiliser un matériau de protectionexterne au profil, un profil creux structurel aura généralement besoin d'un volume de

14

Cap

acité

en

com

pre

ssio

n –

kN

Profil en H Carrée Circulaire Carrée CirculaireProfils creux vides Profils creux remplis de béton

matériau de protection contre l’incendie inférieur à celui nécessaire pour un profil en Héquivalent, ceci en raison de la surface exposée moins étendue. Par exemple, observezles profils structurels indiqués à la figure 2.3 pour une capacité d'environ 1000 kN. Tousont un facteur forme d'environ 160 et nécessiteront par conséquent environ la mêmeépaisseur de matériau de protection contre l’incendie. Néanmoins les deux profils creuxont une surface inférieure d'environ 35% à celle du profil en H, de telle sorte que le volumede matériau de protection contre l’incendie nécessaire sera d'environ 35% inférieur.

2.3.2 Protection interne contre le feu

Le vide central d'un profil creux structurel peut être utilisé très efficacement comme unmoyen d'installer la protection anti-incendie nécessaire dans le profil, tout en conservantles dimensions externes d'origine. Deux types de protection anti-incendie peuvent êtreutilisés : le remplissage de béton et le remplissage d'eau.

Le remplissage de béton des profils creux structurels a été décrit précédemment (voir 2.2)pour produire un poteau composite en acier-béton mais, il peut également être utilisécomme méthode de protection anti-incendie. Lors d'un incendie, la répartition de lachaleur dans un profil creux rempli de béton est très différente de celle produite dans uneprofil creux vide. La combinaison des matériaux qui conduisent la chaleur de manière trèsdifférente entraîne un comportement transitoire extrême de la chaleur et des différentielsde températures élevés sur tout le profil. Avec ces différentiels, les poteaux structurelsremplis de béton armé atteignent une résistance au feu de 120 minutes ou plus, sansaucun système de protection incendie externe. Dans cette situation, l'idée de base est quel'acier plus le béton armé sont conçus pour supporter les charges de service en situationnormale, sans incendie, et que le béton armé est conçu pour supporter les charges deservice plus faibles prises en compte lors d’un incendie.

Le remplissage d'eau, avec circulation naturelle, constitue une méthode anti-incendiefiable pour les poteaux creux structurels à condition que ce système soit automatiquementactivé en cas d'incendie et que le système soit aussi automatiquement contrôlé. Dans unsystème correctement conçu, la circulation naturelle est activée lorsque les poteaux sontlocalement chauffés par le feu. La densité inférieure de l'eau chauffée, par rapport à l'eaude refroidissement restante, produit des différentiels de pression qui entraînent lacirculation naturelle. Lorsque le feu s'intensifie, cette action s'amplifie, ce qui à son touraugmente l'effet de refroidissement et permet donc le contrôle automatique du système.Plusieurs méthodes de conception de systèmes de remplissage d'eau sont décrites dansle guide CIDECT Nº 4 (Twilt et al. 1995).

15

3 Systèmes de boulonnage d'un seul côtéIl y a deux méthodes principales pour réaliser des assemblages sur site : le boulonnage et lesoudage. Le boulonnage est pratiquement toujours la méthode préférée, à moins que descirconstances particulières n'exigent le contraire. Il est difficile d'utiliser des boulons et desécrous standards pour raccorder des profils creux structurels car il est normalementimpossible d'avoir accès à l'intérieur du profil pour visser les boulons. À moins qu'un systèmede soudage sur site ait été adopté, ceci signifie généralement qu'un type de fabricationsupplémentaire, et donc un coût supplémentaire, a été nécessaire pour résoudre le problème.

Même si plusieurs systèmes de boulonnage d'un seul côté ou aveugles existent depuisplusieurs années, ils ont été peu utilisés en construction principalement parce que leursdiamètres étaient trop petits pour les applications structurelles. Il y a donc eu très peu derecherches menées sur leur résistance et leur comportement dans les constructionsstructurelles. Ces dernières années, pourtant, plusieurs systèmes de boulonnage aveugleont été lancés sur le marché avec des dimensions (jusqu'à M20 ou même M24) et desrésistances (ISO grade 8.8, ASTM A325, etc.) adaptées aux constructions structurelles. Lessystèmes de boulonnage aveugle utilisent soit des types spéciaux de boulons, soit desinserts, soit des dispositifs de perçage spéciaux. Comme leur nom l'indique, ils peuventêtre utilisés lorsqu’une seule face de l'assemblage est accessible, et par conséquent, iln'est pas nécessaire d'avoir accès aux deux faces. Ceci permet par exemple la conceptionde détails d’assemblages boulonnés, entre les poteaux structurels en profil creux et lapoutre, de la même manière que lorsqu'il s'agit d'un assemblage en profil ouvert.

Depuis la mise sur le marché de ces systèmes de boulonnage aveugle, le CIDECT etd'autres organismes ont réalisé des projets de recherche et de développement encollaboration avec les fabricants de ces systèmes. Ces projets ont été utilisés pourdéterminer les besoins pour le dimensionnement des assemblages sur les poteauxstructurels creux qui utilisent ces différents systèmes. Même si d'autres systèmes peuventêtre disponibles, ces projets de recherche ont plus particulièrement porté sur les systèmessuivants : le dispositif de forage Flowdrill, l'insert Lindapter HolloBolt et le boulon HuckUltra-Twist, qui sont décrits dans les paragraphes suivants de ce chapitre.

Aucune raison ne permet de penser que ces systèmes ne puissent pas être appliqués surles poteaux en profil creux circulaire et rectangulaire. Si le boulonnage direct sur lespoteaux en profil creux rectangulaires est une procédure acceptée, le boulonnage directsur les poteaux en profil creux circulaires n'est en revanche pas très commun puisque desplatines de montage courbes sont nécessaires au lieu des platines plates habituelles.

Vous trouverez aux paragraphes 3.1 à 3.5 une description de ces méthodes / systèmes etde leurs capacités en tant que boulons individuels dans un profil creux structurel. Dans laplupart des assemblages qui intègrent plusieurs boulons chargés en tension, la capacitéd'assemblage sera presque toujours contrôlée par la déformation ou la résistance de laface du profil creux structurels et non par celle du boulon individuel. Les méthodes deconception pour ces assemblages pratiques sont données au paragraphe 6.5.2.

3.1 Système de forage Flowdrill

Le système Flowdrill est un procédé breveté pour la réalisation de trous extrudés à l'aided'une mèche en carbure de tungstène. Vous pourrez trouver plus de détails sur ces outilsde perçage par friction et leur utilisation auprès du fabricant – Flowdrill b.v. àwww.flowdrill.nl.

16

17

La mèche en carbure de tungstène forme un cône tronqué sur la face cachée de la pièceet un petit rebord sur la face visible, qui peut être automatiquement éliminé grâce à unepetite fraise incorporée sur un débord de la tige de la mèche. Le trou peut ensuite êtrefileté à l'aide d'un taraud à empreinte (plutôt qu'avec un taraud coupant), avec unelongueur réelle de filetage égale à 1,5 à 2 fois l'épaisseur du matériau. Le procédé Flowdrillest présenté de manière schématique à la figure 3.1

Les avantages de ce système sont que l'équipement spécialisé nécessaire est l'équipementnormalement commercialisé, seuls des boulons filetés totalement standards sont utilisés(aucun écrou n'est nécessaire), les orifices de boulonnage des poteaux et des poutresstandards peuvent être utilisés et aucun équipement spécialisé n'est nécessaire sur site.

Figure 3.1 – Schéma du procédé Flowdrill

Les résultats des séries d'essais réalisées sur des trous percés individuellement avecFlowdrill et sur les assemblages réalisés à l'aide de Flowdrill (Yeomans 1996a et 1996b)ont prouvé que cette méthode est bien adaptée aux applications structurelles. Ces essaisont démontré que:• Les trous percés avec Flowdrill peuvent être réalisés sur des profils creux formés à

froid ou finis à chaud et d'une épaisseur comprise entre 5 et 12,5 mm;• des trous taraudés par roulage avec des profils de filetage aux pas ISO M16, M20 et

M24 peuvent être réalisés;• la pleine résistance en traction de boulons de grade 8.8 (similaire à ASTM A325)

peut être mobilisée dans des trous taraudés par Flowdrill, à condition que l'épaisseurdu RHS soit égale ou supérieure à l'épaisseur minimale indiquée dans le Tableau 3.1 et que le RHS ait une limite d'élasticité comprise entrre 275 et 355 N/mm2;

Tableau 3.1 – Epaisseur minimale du RHS pour une pleine résistance en traction du boulon de grade 8.8.

• Le cisaillement et la capacité portante du trou et du boulon peuvent être calculées demanière traditionnelle;

• Dans la plupart des cas où des boulons sont chargés en traction, c'est la déformationou la plastification de la face du RHS qui déterminera la résistance globaled'assemblage et non la résistance individuelle de chaque boulon. Le critère dedimensionnement pour ce faire est indiqué au paragraphe 6.5.2.

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3.2 L'insert Lindapter HolloBolt

L'insert HolloBolt est un dispositif préassemblé en trois parties comportant un corpsprincipal, un cône tronqué fileté et un boulon standard de grade 8.8, comme illustré à lafigure 3.2. Une système en cinq parties est aussi disponible. Vous trouverez plus de détailssur les tolérances des trous, les conditions de serrage, etc. auprès du fabricant – LindapterInternational plc à www.lindapter.com.

Figure 3.2 – L'insert Lindapter HolloBolt

Une fois l'insert HolloBolt placé dans le trou traversant les matériaux à raccorder, leserrage du boulon entraîne la pointe du cône fileté vers les montants du corps principal.Dans le même temps, les montants du corps sont évasés et fournissent le blocagemécanique nécessaire pour empêcher l'insert d'être retiré. Les capacités de traction et decisaillement de l'insert sont au moins égales à celle du boulon de grade 8.8correspondant, aussi nous vous conseillons d'utiliser les capacités du boulons de grade8.8 pour les besoins du dimensionnement (Occhi 1996).

Comme avec le système Flowdrill dans lequel le boulon ou les boulons de l’assemblagesont chargés en traction, la résistance en déformation (ou plasticité) de la face du RHSsera généralement le facteur déterminant, et non celle de l'insert individuellement(Yeomans 1998) à moins que le profil creux ne soit renforcé. Les critères de dimension-nement pour ce faire sont donnés au chapitre 6.5.2.

3.3 Le boulon Huck Ultra-Twist

Le boulon Ultra-Twist est un dispositif préassemblé fabriqué par Huck International Inc.Vous trouverez plus de renseignements sur les dimensions, les tolérances, les conditionsde serrage, etc. à www.huck.com/industrial. La figure 3.3 présente une vue éclatée duboulon. Le boulon Ultra-Twist est installé à l'aide d'une visseuse électrique dans des trousdont le diamètre est supérieur de 2 mm au diamètre extérieur des boulons, ce qui fournitle jeu traditionnel pour l’ajustage.

Ces boulons ont des capacités de résistance à la traction et au cisaillement conformes auxexigences des boulons ASTM A325 (équivalent au niveau ISO grade 8.8, Sadri 1994 andKorol et al. 1993), de telle sorte que les résistances de traction, de cisaillement et depression diamétrale des fixations individuelles puissent être calculées de manière normale.Cependant, comme indiqué ci-dessus, dans les applications où un groupe de boulons estutilisé en traction, la déformation ou plastification de la face du profil creux sera presquetoujours le facteur déterminant dans le dimensionnement (voir chapitre 6.5.2) à moins quela face du profil creux ne soit renforcée.

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Figure 3.3 – Vue éclatée du boulon Huck Ultra-Twist

3.4 Soudage de goujons

Des goujons filetés soudés aux poteaux en profil creux peuvent aussi être utilisés pourfaire des assemblages. Il existe plusieurs types de goujons fabriqués par de nombreuxfabricants que vous devrez consulter directement pour plus de détails concernant leurinstallation et leurs résistances.

Quelques recherches ont été menées à ce sujet (Maquoi et al. 1985) pour étudier lesparamètres de soudage et les résistances d'assemblage. A condition que la soudure soitcorrecte et que les goujons soient certifiés de la même manière que les boulons, larésistance individuelle des goujons peut être basée sur les méthodes de dimensionnementdes boulons et des écrous normaux, mais avec des vérifications supplémentaires pour lepoinçonnement et l'arrachement du profil creux. Si des goujons doivent être soudés auxprofils creux dans l'atelier de fabrication, faire particulièrement attention à éviter toutdommage durant le transport sur site.

De nouveau, dans les assemblages contenant plusieurs goujons en traction, ladéformation ou la plastification de la face du profil creux sera presque toujours le facteurdéterminant (voir chapitres 5, 6 et 8) à moins que la face du profil creux ne soit renforcée.

3.5 Autres méthodes

Plusieurs autres méthodes sont disponibles pour réaliser des assemblages boulonnés quine peuvent être fixés que sur une face. Vous trouverez une description sommaire de cesméthodes, ci-après.

La première méthode consiste simplement à percer et tarauder le profil creux. Pour ce faireil est généralement nécessaire de disposer d'une épaisseur de paroi de 16 mm minimumpour produire une résistance à la traction suffisante.

Une autre méthode (Kato 1988) consiste à percer des trous dans le profil creux assezlarges pour accueillir un écrou de la taille nécessaire puis de souder l'écrou au profil creuxau ras de la surface extérieure (voir figure 3.4).

Figure 3.4 – Écrous soudés dans une paroi de profil creux.

20

Plat attaché

Profil creux

4 Classement des assemblages

Vous trouverez dans ce chapitre des informations générales sur le classement desassemblages. Les chapitres 5, 6 et 8 donnent des conseils de dimensionnementd'assemblages sur les poteaux en profil creux pour les assemblages en simplecisaillement (articulés), les assemblages semi-rigides et les assemblages rigidesrespectivement. Le Chapitre 9 contient des conseils de dimensionnement spécifiques pourles assemblages sur les poteaux remplis de béton.

4.1 Introduction

Par le passé, la plupart des ingénieurs d'études calculaient les assemblages poutre-poteau soit articulés soit rigides. Cependant, dans la réalité, la rigidité réelle d'unassemblage sera presque toujours comprise entre ces deux extrêmes, c'est à dire quel'assemblage aura un comportement semi-rigide. La capacité d'un assemblage non raidipeut être inférieure à celle de la poutre raccordée, ce qui est appelé “résistance partielle”.

L'utilisation d'assemblages semi-rigides peut offrir une réduction considérable des coûts,car il n'y a généralement pas de raidisseurs ou moins de raidisseurs qu'avec desassemblages rigides. Les calculs des coûts pour des cadres semi-rigides faits de poutresen I ou en H présentent une réduction des coûts de 10 à 20% par rapport aux cadresrigides, en fonction des dispositions de la structure et des profils utilisés. Il ne s'agit passeulement des coûts du matériau et de main-d'oeuvre pour les poteaux. Il faut aussi tenircompte des poutres et des assemblages, ainsi que des effets additionnels comme lahauteur de la poutre ou la non utilisation de contreventements temporaires.

Remarque : Dans ce guide , les termes “joint” et “assemblage” utilisent la définition donnéepar AISC (1997), et non celle d'Eurocode 3 : Annexe J (CEN 1992) qui les utilise dans lesens contraire.

4.1.1 Comportement élastique

L'effet de la rigidité de l'assemblage sur la répartition du moment élastique pour unepoutre avec une charge uniformément répartie est représenté aux figures 4.1 et 4.2. Lafigure 4.1 présente la répartition élastique sur la poutre dans le cas d’extrémités articulées,d'extrémités encastrées et semi-rigides. On peut remarquer qu'avec des assemblagessemi-rigides, la répartition du moment élastique peut être considérablement influencée.

21

Figure 4.1 – Poutre avec plusieurs conditions aux extrémités.

La rotation de l'assemblage � j est donnée par :

22

et = – ......................................................................................................... 4.4Mj � L2Elb

bq � L3

24Elb

b

Mj

Sj

où � j = – ...................................................................................................... 4.1

avec Mj = Sj � � j et Kb = 2El /L ............................................................................................. 4.2

Mj � L

2Elb

b

q � L3

24Elb

b

b b

où � j = – ............................................................................................. 4.3Sj � � j � L

2Elb

b

q � L3

24Elb

b

où Mj = � ............................................................................................. 4.5Sj

(Kb + Sj)q L 2

12b

Mb = – Mj ............................................................................................. 4.6q � L2

8b

Extrémités articulées

Extrémités encastrées

Extrémités semi-rigides

Sur la base des relations précédantes, à la figure 4.2, le moment élastique au centre de lapoutre Mb et les moments aux assemblages Mj sont donnés pour plusieurs rigiditésd'assemblage Sj.

Figure 4.2 – Variation de la répartition du moment élastique selon la rigidité de l'assemblage(Anderson et al., 1997)

4.1.2 Comportement plastique

Si une analyse rigide-plastique est utilisée, le moment résistant des assemblages est d'uneimportance capitale, mais la capacité de rotation est aussi fondamentale. Par exemple, sila rigidité des assemblages de la poutre de la figure 4.1 est très faible, le moment résistantplastique de la poutre en milieu de travée Mpl peut être atteint en premier. Résultat, lemoment résistant des assemblages d'extrémités Mj ne peut être atteint que si la poutre aune capacité de rotation suffisante à l'emplacement de la charnière plastique. Dans le casd'assemblages avec une rigidité très faible, ceci peut ne pas être le cas, voyez parexemple l'assemblage “e” de la figure 4.3.

Figure 4.3 – Plusieurs courbes caractéristiques M/�23

�

Résistance plastique de la poutre

Si la rigidité de l'assemblage est élevée, la capacité de résistance (partielle) des assemblagesd'extrémités (par ex, l'assemblage “b” de la figure 4.3) peut être atteinte en premier. Cesassemblages devraient avoir une capacité de déformation suffisante pour développer, avecune charge accrue, le moment résistant plastique de la poutre en milieu de travée.

Par conséquent, pour une bonne analyse des ossatures avec des assemblages semi-rigides, il est nécessaire d'avoir une description du comportement moment-rotation. Il fautdonc connaître les paramètres concernant :• la rigidité (état-limite ultime de service)• la résistance (état-limite ultime)• la capacité de rotation

Cependant, ces informations ne sontgénéralement pas toujours disponibles pour lesassemblages poutre-poteau tubulaire. Une autre possibilité est que la rigidité est telle queles assemblages peuvent être classés comme (presque) rigides ou (presque) articuléscomme nous l'avons indiqué dans d'autres chapitres. Dans les deux cas, les limitespeuvent être données. Néanmoins les flèches ne peuvent être déterminées correctementque si la rigidité de l'assemblage est disponible.

La figure 4.4 illustre la relation entre la flèche en milieu de travée de la poutre de lafigure 4.1 et la rigidité de l'assemblage Sj.

Figure 4.4 – Variation de la flèche en milieu de travée en fonction de la rigidité de l'assemblage(Anderson et al. 1997)

24

� = – ................................................................................................................... 4.7

En combinaison avec l'équation 4.5 donne :

� = ..................................................................................................... 4.85q L 4

384Elb

b�

�1 –

4Sj

5(Kb + Sj)

Mj � L 2

8Elb

b

q � L 4

384Elb

b

4.2 Dimensionnement de l'assemblage semi-rigide selon Eurocode 3

Dans ce paragraphe, la méthode d'analyse de l'Eurocode 3 : Annexe J (CEN 1992) pourles assemblages semi-rigides entre les profils en double T et les profils en H est présentéebrièvement. La méthode est généralement appelée : “méthode des composantes” et estutilisée pour déterminer la résistance et la rigidité des assemblages semi-rigides. Cesassemblages sont principalement destinés aux assemblages résistants à des moments etpeuvent être soudés ou boulonnés (avec des platines d’extrémité ou des équerres-tasseaux).

Remarque : Au moment où ce guide était rédigé, le CEN révisait l’Eurocode 3. Nouspensons donc qu'entre 2002 et 2004 les Annexes J et K feront partie d'Eurocode 3 : Partie1.8 : chapitres 6 et 7 respectivement.

Les assemblages entre les profils creux sont traités selon l’Eurocode 3 : Annexe K. Elleconcerne principalement la résistance ultime des assemblages avec charge axiale, maisdes formules sont également données pour certains types d'assemblages entre les profilscreux circulaires ou rectangulaires, soumis à des moments. Aucune information sur larigidité n'est donnée.

Dans l’Annexe J, les types d'assemblages sont distingués comme indiqué à la figure 4.5

Figure 4.5 – Types d'assemblages selon l’Eurocode 3 : Annexe J

Pour une analyse élastique globale, les assemblages sont classés selon leur rigidité, pourune analyse rigide-plastique les assemblages sont classés selon leur résistance et pourune analyse élastique-plastique les assemblages sont classés selon leur rigidité et leurrésistance.

Pour les analyses élastique et élastique-plastique, la rigidité en rotation d'un assemblagesemi-rigide est nécessaire. Une méthode simplifiée consiste à utiliser la rigidité en rotationinitiale Sj,ini jusqu’à 2/3 Mj* et, Sj,ini /�, pour des valeurs supérieures comme indiqué à lafigure 4.6. La valeur pour � est située entre 2 et 3,5, en fonction du type d'assemblage.Une autre méthode encore plus simple consiste à utiliser la valeur de la rigidité pour Mj*pour toutes les valeurs de Mj.

25

Méthode d'analyseglobale

Élastique

Rigide-Plastique

Élastique-Plastique

Type de modèled'assemblage

Articulé

Articulé

Articulé

Simple

Rigide

Résistance complète

Rigide et àrésistancecomplète

Continu

Semi-rigide

Résistance partielle

Semi-rigide et à résistance partielle

Semi-rigide et à résistance complète

Rigide et àrésistance complète

Semi-continu

Types d'assemblages

26

Figure 4.6 – Modélisation M/� selon l’Eurocode 3 : Annexe J

4.2.1 Classement des assemblages

Le classement selon la rigidité est donné à la figure 4.7. Tous les assemblages dans la zonemarquée “semi-rigide” doivent être classés comme semi-rigides. Les deux autres zonespeuvent également être traitées comme semi-rigide si nécessaire.

Figure 4.7 – Limites pour le classement par rigidité des assemblages poutre-poteau (EC3, Annexe J)

Le classement par résistance est le suivant :

– Résistance complète – si la résistance du moment de flexion de calcul de l'assemblageest telle que les résistances des moments de flexion plastiques sont d'abord atteintesdans la/les poutre(s) ou le/les poteau(x) raccordé(e)(s).

– Articulée – si la résistance du moment de flexion de calcul de l'assemblage ne dépassepas 25% de la résistance du moment de flexion de calcul requis pour un assemblageà résistance complète.

– Résistance partielle – si les résistances de moments de l'assemblage sont comprisesentre les limites précédentes ou alternativement pour toutes les résistances desmoments de calcul de l'assemblage inférieures à la résistance du moment de flexionplastique de la poutre raccordée.

�

4.2.2 Résistance de moment

La résistance de moment de l'assemblage est basée sur la résistance de tous sescomposants, tout ceux qui peuvent être défaillants, voir figure 4.8. Par exemple, lecomportement défaillant d'un assemblage d'une poutre en I et d'un poteau en I (résistanceet rigidité) peut être traduit en celui équivalent d'une longueur d'un tronçon de T. Lacombinaison de toutes ces rigidités et résistances donne le comportement del'assemblage. Par conséquent, pour chaque composant de l'assemblage, une référenceest donnée pour déterminer la capacité, la rigidité et la capacité de rotation si disponible.

Grotmann (1997) a analysé le comportement de certains assemblages soudés et boulonnésentre des poutres de profils en I ou en H et des poteaux en profils creux rectangulaires ense basant sur la méthode des composantes. Il a utilisé une méthodologie comparable à lafigure 4.8 et similaire à celle utilisée par Togo (1967), pour les assemblages tubulaires,connue comme le modèle de l'anneau. Pour les poteaux en RHS, ce n'est pas un anneaumais un cadre avec une certaine longueur participante (voir figure 4.9).

La longueur participante équivalente peut être déterminée en se basant sur un mécanismede charnières plastiques de résistance similaire pour l’assemblage de la face du poteau enRHS. Dans certains cas particuliers, il obtint un bon accord avec les courbes de rotationréelles. Cependant, dans d'autres cas, de grands écarts furent observés et une évaluationplus approfondie est nécessaire pour que cette méthode puisse être utilisée pour ledimensionnement d’assemblages de poteaux en profils creux.

27

Figure 4.8 – Modes de ruine des composants réels et des semelles équivalentes en tronçon de Tpour les assemblages boulonnés poutre-poteau (poutres en I).

Mode 1: Plastification complète de la semelle

Mode 2: Ruine des boulons avec plastification de la semelle

Mode 3: Ruine des boulons

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Figure 4.9 – Cadre simplifié pour le comportement des composants.

4.2.3 Rigidité de rotation

La rigidité de rotation d'un assemblage est déterminée à partir de la souplesse de sescomposants de base. Un modèle avancé (Jaspart 1997) est montré à la figure 4.10.Cependant, dans l’Annexe J de l’Eurocode 3 seuls des ressorts linéaires pour chaquepièce des assemblages entre profils ouverts sont donnés.

Figure 4.10 – Exemples de modèles de ressorts utilisés pour un assemblage boulonné poutre-poteauavec une platine d'extrémité. (Jaspart 1997)

Portique équivalentMode de ruine Système statique

A la figure 4.10 les ressorts traduisent le comportement des composants suivants:

k1 : âme du poteau (compression) k2 : semelle de la poutre (compression)

k3 : âme du poteau (traction) k4 : semelle du poteau (flexion)

k5 : boulon (traction) k7 : platine d'extrémité (flexion)

Les ressorts k1 à k2 et k3 à k7 travaillent en série alors que les résultats de k3,1 à k7,1 aveck3,2 à k7,2 travaillent en parallèle.

Pour les ressorts en séries les déformations s’ajoutent pour la même force alors que pourles ressorts en parallèle, les forces s’ajoutent pour la même déformation, comme indiquéà la figure 4.10.

4.2.4 Capacité de rotation

Concernant la capacité de rotation disponible, quelques indications sont fournies dansl’Annexe J de l’Eurocode 3, néanmoins des recherches sont en cours pour déterminer lacapacité de déformation nécessaire pour plusieurs systèmes et pour déterminer la capacitéde rotation disponible pour plusieurs configurations d’attaches (Boender et al. 1996).

4.2.5 Concept de dimensionnement

Dans le concept de dimensionnement d’ossatures en acier, les dimensions réelles desassemblages ne sont pas connus, la rigidité et la résistance des assemblages sonthypothétiques. Steenhuis et al. (1994, 1996) et Jaspart (1997) donnent des conseils pourles valeurs de rigidité pour plusieurs types d'assemblages semi-rigides entre des profilsouverts. Plus tard, les valeurs de rigidité réelles Sj,act, doivent être vérifiées et ne doiventpas présenter de variations supérieures aux limites suivantes (Steenhuis et al. 1994) :pour les ossatures contreventés :

pour Sj, app< puis �Sj, act � ................... 4.9

pour les ossatures non contreventés :

pour Sj, app< puis � Sj, act � ......................... 4.10

Si ces limites sont satisfaites, la différence entre la capacité de charge de l’ossatureobtenue avec la valeur appliquée (Sj,app) dans les calculs et la rigidité réelle (Sj,act)présenteront un écart de moins de 5%.

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8El El ElL

b

bL L

8S10El + S

j, app

j, appb

b 10S8El – Sj, app

b

25El El ElL

b

bL L

24S30El + S

j, app

j, appb b

b 30S24El – Sj, app

j, app b

b b

j, app

b

b b

5 Assemblages en simple cisaillement

5.1 Introduction

On considère que les extrémités des éléments des assemblages en simple cisaillement ne sontpas bridées en rotation ou qu’elles sont libres de tourner sous une charge. Néanmoins lesassemblages en simple cisaillement ont une rotation restreinte. Ce point a été évoqué auchapitre 4 qui donne le classement des assemblages rigides, semi-rigides et articulés basé surla rigidité de rotation de l'assemblage d'origine selon l'Eurocode 3 (CEN 1992). Cette petitequantité de résistance de moment est généralement négligée et l'assemblage est conçu pourêtre totalement souple. Par conséquent, les assemblages en simple cisaillement ne sontdimensionnés que pour la réaction d'extrémité ou pour la force de cisaillement de la poutresupportée. Cependant, les assemblages en simple cisaillement doivent toujours fournir de lasouplesse pour accueillir les rotations d'extrémité nécessaires de la poutre supportée. Pour cefaire, l'action non élastique aux niveaux spécifiés de la charge (non pondérée) dansl'assemblage est permise. Par conséquent, dans la plupart des systèmes de cadres simples,la réponse rotation-moment de l'assemblage (illustré à la figure 4.7) reste linéaire uniquementdurant les phases préliminaires de la charge.

Dans certains pays les règlements de construction ont une exigence structurelles d'intégrité /robustesse telle que tous les assemblages en simple cisaillement doivent être capables desupporter, en plus de la charge de cisaillement verticale parallèle au poteau, une chargenominale supplémentaire horizontale normale agissant sur le poteau. Cette règle permet des'assurer que si des forces horizontales accidentelles sont présentes dans l'édifice, celui-ci etles assemblages individuels, resteront intacts et ne se ruineront pas. En assumant que lacharge horizontale nominale sur l'assemblage survient avec la même combinaison de chargeque celle qui produit la réaction maximale en extrémité de poutre (cisaillement) surl'assemblage, la force résultante sur l'assemblage sera alors inclinée sur l'axe du poteau. Cecas est similaire à celui d'un élément de contreventement incliné raccordé à un poteau, casévoqué au chapitre 10.

Lorsque des éléments sont conçus avec des assemblages en simple cisaillement, la stabilitéde l'ossature doit être prévue pour supporter les charges de gravité et résister aux chargeslatérales. La plupart des assemblages en simple cisaillement utilisés pour raccorder despoutres en I à des poteaux en I peuvent être utilisés avec des poteaux en profil creux. Ceciinclut les cornières simples et doubles (équerres), les tasseaux raidis et non raidis, les plats ensimple cisaillement (aussi appelés “goussets” ou “ailerons”) et les assemblages en T (Packerand Henderson 1997, AISC 1997, SCI 1991). Le plat traversant est un type d'assemblageunique parmi les assemblages avec des profils creux. On notera que cette possibilité estrarement demandée pour des raisons structurelles et le risque de coût supplémentaire dans lecas où un assemblage avec plat externe peut suffir. La diversité des attaches est plus limitéeavec des poteaux en profil creux depuis que l'élément d'assemblage est typiquement soudé,en atelier, au poteau en profil creux et boulonné à la poutre supportée. A l’exception desassemblages avec tasseaux, le boulonnage se fera sur l'âme d'un profil en I d'une poutre (oud’un autre profil ouvert). Le grugeage de la poutre n'est généralement pas nécessaire sauf pourles semelles inférieures (découpage des semelles inférieure) avec assemblages par doublecornières, en raison de principes pratiques de montage (la poutre est généralement abaisséeverticalement avec son âme entre les cornières).

Les assemblages simples poutre-poteau pourraient aussi être réalisés sur des poteaux en RHSen boulonnant directement dans la paroi du poteau. Avec de tels assemblages, une poutreavec platine d'extrémité soudée serait boulonnée à un poteau avec des “boulons aveugles” ou

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31

avec des boulons normaux dans des trous faits par Flowdrill. Ces méthodes de fixation sontdécrites au chapitre 3. L'un des avantages de boulonner directement sur le poteau en RHS estqu'aucun accessoire ne dépasse du poteau, et, qu'il y a par conséquent moins de risquependant le transport et le montage. Les essais réalisés sur les assemblages en simplecisaillement poutre-poteau RHS avec des systèmes de boulonnage sur une seule face n'ontpas permis d'identifier de modes de ruine particuliers. Par conséquent, ces typesd’assemblages en cisaillement peuvent être dimensionnés selon les pratiques habituelles(Yeomans 1996, Korol et al. 1993, Sherman 1995, France et al. 1999).

5.2 États-limite pour les assemblages en simple cisaillement

Il existe plusieurs états limites associés aux boulons, aux éléments d’assemblage (plats,cornières, tés), aux soudures et aux âmes de poutre qui sont applicables au dimensionnementde tous les assemblages en cisaillement, si des poteaux en profils creuxs ou ouverts sontutilisés, et si les spécifications structurelles régionales ou nationales applicables pour lesouvrages en acier sont applicables pour ce critère le dimensionnement. En plus des étatslimites, les modes de ruine potentiels suivants doivent aussi être contrôlés pour lesassemblages en cisaillement sur des poteaux en profils creux (AISC 1997) :

(i) limite d'élasticité au cisaillement de la paroi tubulaire adjacente à une soudure (pour tousles types d'assemblages);

(ii) Poinçonnement de la paroi tubulaire (pour les assemblages avec plat en simple cisaillement uniquement);

(iii) plastification de la paroi tubulaire, à l'aide d'un mécanisme de charnières plastiques (pourles assemblages avec tasseaux raidis sur poteaux en RHS, uniquement).

L'élaboration des trois modes de ruine ci-dessus est fournie dans le chapitre, ci-après, pourdifférents types d'assemblages. Le mode (iii) ci-dessus, qui représente une ruine en flexion dela face du profil creux, n’est pas un état-limite (hormis l’exception indiquée) car la rotation enextrémité d'une poutre supportée aux deux extrémités est limitée et est insuffisante pourdévelopper un mécanisme de charnières plastiques sur la face d'assemblage du poteau (AISC1997). Néanmoins, Sputo et Ellifritt (1991) ont réalisé des essais d'assemblages avec tasseauxraidis sur des âmes de poteaux en I et, ont trouvé qu'un mécanisme de charnières plastiquespeut être un état-limite applicable. Étant donné que cette configuration (assemblage avec unélément plat appuyé sur une longueur importante sur deux bords opposés) est similaire à cellede la face d'un poteau en RHS, le mécanisme de charnières plastiques est considéré commeun état limite possible pour les assemblages avec tasseaux raidis (AISC 1997) L'intégration dece mode de ruine prouve que tous les “assemblages en simple cisaillement” auront toujoursune certaine rotation en extrémité de la poutre raccordée.

5.3 Assemblages par plat en simple cisaillement (goussets, ailerons)

Lors de la sélection du type d'assemblage, il faut tenir compte du fait que les poteaux en RHSont probablement une largeur inférieure à celle d'une semelle ou d’une âme d'un poteauéquivalent en profil I, ce qui de cette façon limite la largeur de l'aile d'une cornièred'assemblage ou de la semelle d'un té. De plus, la charge de cisaillement pondérée qui esttransmise par un assemblage est souvent faible de telle sorte qu'un assemblage par plat ensimple cisaillement, tel qu’indiqué à la figure 5.1, est fréquemment un choix logique etéconomique. L'une des premières études expérimentales sur les assemblages en simplecisaillement sur poteaux en RHS a été réalisée par White et Fang (1966). Cependant, le sujetne retint que très peu l'attention des spécialistes pendant les 20 années suivantes. Sherman etAles (1991) et Sherman (1995) étudièrent un grand nombre d'assemblages de constructionsimples entre des poutres en profil I et des poteaux en RHS, dans lesquelles la chargeappliquée sur le poteau était principalement une charge de cisaillement. En tout neuf typesdifférents d'assemblages de construction simples sur des poteaux en RHS furent étudiésstructurellement avec un objectif de contrôle du coût relatif. La dernière étude montra que leplat seul en cisaillement et la cornière d'assemblage unique étaient les moins chèrs. Lesassemblages par cornières doubles et les assemblages avec té soudé par soudure d'angleétaient plus chers et que les assemblages avec plat traversant et avec tés soudés comportantun chanfrein oxycoupé étaient parmi les plus chèrs (Sherman 1995).

Figure 5.1 – Assemblage par plat en simple cisaillement

Des essais d'assemblage avec plat en simple cisaillement ont été réalisés avec des boulons serrés àfond et des boulons précontraints. les assemblages avec boulons serrés à fond ont les mêmescapacités et les mêmes excentricités ultimes que ceux avec des boulons précontraints (L'excentricitéest la distance entre la face du poteau et le point de contreflexion sur la poutre, ou la distance entre laface du poteau et la ligne d'action de la réaction de cisaillement de la poutre.) Cependant, sous descharges de travail les boulons précontraints produisaient des excentricités plus grandes (au point decontreflexion / d'inflexion où le moment négatif se transforme en moment positif ) et donc des momentsd'extrémité plus grands sur les poteaux. Il fut remarqué que la déformation locale qui survient sur laparoi du RHS (pour des assemblages sur un ou deux côtés du RHS) avait une influence négligeablesur la résistance du poteau à condition que le poteau en RHS n'ait pas une paroi mince ou élancée. Ladéfinition de “élancée” utilisée ci-après est le rapport largeur/épaisseur de la partie droite de la face RHSde l'assemblage dépassant 1,4 (E/f c,y) (AISC 1997). Une extrapolation de cette limite réalisée parAISC (1997) pour les poteaux en CHS, là où les assemblages par plat en simple cisaillement étaientpermis pour des CHS non minces sous charge axiale, est définie par dc/tc � 0,114E/fc,y. Parconséquent, si la paroi du poteau n'est pas élancée (selon les limites indiquées ci-dessus), ce qui estnormalement le cas pour la plupart des poteaux, il n'y a pas d'avantage à utiliser des plats traversants(Sherman 1995). Un possible mode de ruine de l'assemblage par plat en simple cisaillement consisteen un gauchissement du plat de cisaillement en raison de la torsion de la poutre. Il est par conséquentrecommandé que les longues poutres non contreventées attachées par de simples plats encisaillement soient munies de supports latéraux au voisinage de l'assemblage. Par conséquent, ilconvient d’éviter les assemblages par simples plats en cisaillement dans ces situations.

Sur une grande gamme d'assemblages testée par Sherman (1995, 1996), un seul état-limite aété identifié pour le poteau en RHS. Il s'agissait d'une ruine par poinçonnement en rapport avecla rotation d'extrémité de la poutre lorsque qu'un plat épais en cisaillement était attaché à unRHS à la paroi relativement mince. Deux assemblages se ruinèrent lorsque le plat se détachade la paroi du RHS, au sommet du plat en périphérie des soudures. Un moyen simple d’éviterce mode de ruine est de s'assurer que la résistance en traction du plat sous charge axiale (parunité de longueur du plat) est inférieure à la résistance au cisaillement de la paroi du RHS lelong de deux plans (par unité de longueur du plat). Voir (Sherman 1995, AISC 1997),

�1 fp,y tp � (longueur unitaire) < 2 �2 (0.60 fc,u) tc � (longueur unitaire) ..............................5.1

32

Section A–A

33

Dans l'inégalité ci-dessus, côté gauche, la résistance à la traction du plat est multipliée parun facteur de résistance de �1 = 0,9 pour la plastification (pour le calcul à l'état limite).Partie droite de l'inégalité, la résistance au cisaillement de la paroi du RHS (pour laquellela contrainte de cisaillement ultime est prise égale à 0,6 fois la contrainte de tractionultime) est multipliée par un facteur de résistance de �2 = 0,75 pour une ruine parpoinçonnement (AISC 1997).

Par conséquent tp < (fc,u/fp,y) tc ...............................................................................................5.2

5.3.1 Exemple de calcul d'assemblages de poteaux en RHS

L'exemple suivant présente tous les états-limites typiques qui doivent être vérifiés pour unassemblage par plat en simple cisaillement d'une poutre en profil I et d'un poteau en RHS,avec l’équation 5.2 comme seul critère. Pour ce faire, il est nécessaire de se conformer à unespécification particulière des états limites de l'acier structurel et la norme canadienneCAN/CSA-S16.1-94 (CSA 1004) est utilisée dans cet exemple.

Assemblez une poutre W410 x 39 grade 350W avec un plat en simple cisaillement à unpoteau Classe C HSS 203 x 203 x 8.0 Grade 350W pour développer la résistance de lapoutre au cisaillement. (Une poutre en profil I d'environ 410 mm de hauteur et d'un poidsde 39kg/mètre, avec une limite d'élasticité de 350 N/mm2, doit être assemblée à un poteauen RHS carré formé à froid mesurant 203 mm x 203 mm x 8 mm, avec une limited'élasticité fc,y = 350 N/mm2 et une résistance ultime minimale fc,u = 450 N/mm2.)

Résistance au cisaillement de la poutre :

V* = 484 kN = Résistance au cisaillement requise de l'assemblage Spécification CSA

Épaisseur du plat cisaillé :

Elancement de la face plate du RHS = (bc – 4tc)/tc

= (203 – 4(7,95))/7,95

= 21,5 < 1,4 (E/fc,y) = 33,5

Par conséquent, la paroi n'est pas “élancée” et l'équation 5.2 est applicable. Utilisez unplat Grade 300W avec fp,y = 300 N/mm2 et ffp,u = 450 N/mm2.

tp < (fc,u/fp,y) tc = (450/300)7,95 = 11,93 mm eqn. 5.2

Choisissez par conséquent un plat de 10 mm d'épaisseur.

Boulons nécessaires :

Excluez le filetage des boulons de la section cisaillée, les boulons étant en simplecisaillement , essayez alors des boulons 4 M22 ASTM A325 dans des trous poinçonnés.

Résistance totale au cisaillement du boulon Vb* = 4 . (127) = 508 kN > 484 kN.

Avec des boulons dans des trous poinçonnés, le diamètre réel du trou = diamètredu boulon + 4 mm= 26 mm (poinçon de 24 mm pour des trous de 22 mm dediamètre + 2 mm de jeu pour les déformations des rives du trou dues aupoinçonnage.)

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Résistance à la pression diamétrale :

L'âme de la poutre (épaisseur = 6.4 mm) et le plat en cisaillement (tp = 10 mm) sont dans le même acier, avec une résistance ultime de 450 N/mm2, aussi la résistance sera plus critique sur le produit le plus mince (âme de la poutre).

B* = 3 �3 tb,w db n fb,w,u Spécification CSA

= 3(0,67)(6,4)(22)(4)(0,450) = 509 kN > 484 kN.

Dans la formule, ci-dessus, un facteur de résistance de �3 = 0,67 a été utilisé pour uneruine associée à un connecteur (équivalent à un facteur de sécurité partiel de 1,5).

Longueur du plat :

La distance libre entre les congés de l'âme de la poutre pour le profil W410 x 39. = 348 mm CISC Handbook

Choisissez par conséquent une longueur de plat, Lp = 340 mm.

Résistance au cillaillement de la paroi tubulaire adjacente aux soudures :

V* = 2 �1 Lp tc (0,6fc,y) Manuel AISC

= 2(0,9)(340)(7,95)(0,6)(0,350) = 1,022 kN > 484 kN.

[L'épaisseur nominale de la paroi du RHS est de 7,95 mm.]

Section nette à la rupture du plat cisaillé :

Les quatre boulons seront disposés sur une ligne de boulonnage, similaire àl'assemblage montré à la figure 5.2. Tous les chemins possibles de rupturedoivent en général être contrôlés. Après avoir disposé les boulons commeindiqué à la figure 5.2, deux chemins de rupture possibles y sont illustrés et ilsdevront être vérifiés tous les deux.

Pour la figure 5.2(a) :

V* = 0,85 �1 Ae fp,u Spécification CSA

= 0,85(0,9)(340 – 4(26))(10)(0,6)(0,450)

= 487 kN > 484 kN.

Pour la figure 5.2(b):

V* = 0,85 �1 Ae fp,u Spécification CSA

= 0,85(0,9)[3(70 – 26)(0,6) + (65 – 13)(0,6) + (65 – 13)](10)(0,450)

= 559 kN > 484 kN.

Ce chemin de rupture est beaucoup moins critique que celui montré à lafigure 5.2(a) car la longueur de la ligne de rupture est encore la même mais unepartie est à présent en traction plutôt qu'en cisaillement.

Section nette à la rupture de l'âme de poutre :

Non critiques à moins que la poutre soit grugée.

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Plastification de la section brute du plat :

V* = �1 Ag (0,6 · fp,y) Spécification CSA

= 0,9(340)(10)(0,6)(0,300) = 551 kN > 484 kN.

Soudures d'angle :

On utilise une électrode multi-usage avec une résistance ultime de 480 N/mm2.En soudant le long de la longueur totale du plat, sur les deux côtés, un cordon desoudure de 5 mm (CISC Handbook) fournit une résistance au cisaillement de lasoudure de 0,762 kN/mm.

Par conséquent, V* = 2(340)(0,762) = 518 kN > 484 kN.

Choisissez donc une dimension de gorge de la soudure d'angle de 5 mm. Cettesoudure doit généralement être réalisée tout autour du plat. Dans cette procédurede dimensionnement, le moment de flexion sollicitant la soudure et causé parl'excentrement de la ligne d'action de la force de cisaillement et de la face du RHS,est négligé, car le moment de flexion est faible.

Figure 5.2 – Deux chemins de ruine possibles pour une rupture de la section nette du plat en cisaillement.

5.3.2 Assemblages de poteaux en CHS

Il s'agit d'un type d'assemblage très populaire ( voir figures 5.3 et 5.4 ) car les élémentsd'assemblage n'ont pas besoin d'être arrondis ou découpés. Au contraire, le plat encisaillement vertical peut être simplement soudé par soudure d'angle à la paroi du poteauen CHS. Comme indiqué au chapitre 5.3, ce type d'assemblage n'est permis que pour lespoteaux en CHS qui ne sont pas “minces”; c'est à dire dc/tc � 0.114E/fc,y. A part cettecondition, la procédure de dimensionnement sera la même que celle décrite auparagraphe 5.3.1 pour l'assemblage d'un poteau en RHS.

Figure 5.3 –Assemblage par plat en simple cisaillement sur poteau en CHS.

Figure 5.4 – Assemblage par plat en simple cisaillement sur poteau en CHS.

36

Aux figures 5.1 et 5.3 les assemblages sont détaillés de telle sorte que le plan decisaillement simple de l'assemblage boulonné soit aligné avec la ligne d'épure du poteau.Même s'il s'agit d'une pratique commune, l’alternative d'aligner la ligne d'épure de lapoutre avec la ligne d'épure du poteau est possible. Il est admis que la capacitéd'assemblage sera pratiquement identique avec l'une ou l'autre des dispositions.

5.3.3 Assemblages par plat en simple cisaillement aux angles de poteaux en RHS

Une variante de l'assemblage montré à la figure 5.1 peut être réalisée si le plat estassemblée dans l'angle du poteau en RHS, comme l’indique la figure 5.5. Le plat est alorsassemblé à une partie beaucoup plus rigide de la section transversale du poteau, ce quiévite par conséquent d'avoir à considerer l'élancement de la paroi du RHS comme il estdécrit au paragraphe 5.3.

Figure 5.5 – Assemblage par plat en simple cisaillement dans l'angle d'un poteau rectangulaire.

Ces assemblages ont été testés par White and et Fang (1966) et aucun état limite de ruinespécifique n'a été noté. Cependant, il faut souligner que si l’on utilise des poteaux en RHSformés à froid, il faut prendre des précautions supplémentaires, s'il est prévud'importantes soudures de fixation, étant donné que le matériau acier du tube a uneductilité plus faible dans les angles.

5.4 Assemblages par plat traversant

Pour l'assemblage par plat traversant comme montré à la figure 5.6, deux faces opposéesdu poteau (RHS ou CHS) sont découpées de telle sorte que le simple plat puissetotalement traverser le poteau en profil creux. Le plat est alors soudé sur les deux facesdu poteau en RHS ou CHS.

37

Section D–D

38

Figure 5.6 – Assemblage par plat traversant

Le plat traversant agit comme un élément de renfort de la face du tube, aussi, il semble quece type d'assemblage soit préférable à l'assemblage par plat externe en simple cisaillement.Cependant, l'assemblage par plat traversant est beaucoup plus cher que l'assemblage avecplat externe en simple cisaillement, ce dernier doit donc être préféré s'il est suffisant.

Lorsqu'un assemblage est réalisé sur deux côtés opposés d'un poteau en utilisant un plattraversant de grande longeur, la partie du plat à l'intérieur du profil creux est soumise à unmoment de flexion uniforme. Pour les assemblages longs, cette partie du plat peut-êtresujette au voilement par torsion latérale, mode précédant la plastification, à moins que ladimension transversale du poteau ne soit petite (AISC 1997).

5.5 Assemblages par platine d'extrémité

Un assemblage par platine d'extrémité flexible, généralement avec une platine de 8 à 10 mmd'épaisseur, peut être de hauteur partielle et soudée uniquement à l'âme de la poutre, pourobtenir une attache simple ou articulée. Les essais effectués sur ce type d'assemblages avecdes connecteurs flowdrill, par France et al. (1999, 1999a) ont montré que ces assemblagesdoivent remplir le critère EC3 pour les assemblages articulés (Voir figure 4.7). Une pratiquecourante consiste à utiliser une platine d'extrémité de pleine hauteur et à la souder à l'âmede la poutre et aux semelles, pour réaliser ce qui est généralement appelé une platined'extrémité non débordante. Cependant, des essais ont confirmé que ce type d'attache estsemi-rigide selon le critère EC3. Les assemblages semi-rigides sont expliqués au chapitre 6.France et al. (1999, 1999a) ont démontré que la hauteur de la platine d'extrémité, sa largeur,son épaisseur, les emplacements des boulons et l'épaisseur de la paroi du poteau ont tousune influence sur la rigidité et la résistance de l'assemblage, comme il est normalementadmis, mais n’ont observé aucun état limite spécifique, dans leurs essais, en plus de ceuxdes assemblages boulonnés classiques en cisaillement. Plusieurs assemblages ont ététestés pour analyser l'impact de la charge de compression du poteau, tous les poteaux enRHS étant non “mince” selon les limites données au chapitre 5.3. Pour les RHS de cettecatégorie, jusqu'à 50% de la limite d'élasticité, les contraintes axiales du poteau ont peud'influence sur le comportement d'un assemblage en simple cisaillement . Les essais deSherman’s (1995) sur les assemblages avec platines d'extrémité vissées à des poteaux enRHS avec des liaisons réalisées par Flowdrill confirment aussi ces recommandations.

Section E – E

39

Un des désavantages de l'assemblage par platine d'extrémité est qu'il nécessite que lesboulons soient posés sur site sur le poteau à l'aide d'un système de boulonnage sur unseul côté (ou “aveugle”) (Voir Chapitre 3). Ce type d'assemblage – comme tous les typesd'assemblage présentés, ci-après – est uniquement adapté aux poteaux RHS, pas auxpoteaux CHS.

5.6 Assemblages par profilé en T

Avec cet assemblage, illustré à la figure 5.7, la semelle du té est soudée en atelier aupoteau en RHS et l'âme du té est boulonnée sur site à la poutre. Sherman (1995) a réalisédes essais sur ces assemblages avec la semelle du té plus étroite que la face du RHS,avec des soudures d'angle verticales, et avec la semelle du té plus large que la face planedu RHS, avec des soudures dans les angles du tube et semelle du té chanfreinée. Lesdeux solutions ont de bonnes performances, mais la soudure d'angle sur la face plane duRHS est une alternative meilleure marché.

Figure 5.7 – Assemblages par profilé en T.

White et Fang (1966) proposèrent en premier lieu que le rapport largeur sur épaisseur dela semelle du té soit � 10 pour fournir la flexibilité souhaitée. Les recherches effectuéesensuite par Astaneh et Nader (1990) sur les assemblages par profilés tés sur des poteauxen profil I de forte section ont démontré qu'un rapport largeur sur épaisseur � 13 fournitune flexibilité suffisante des assemblages pour les considérer comme simples (ouarticulés) Cela fut ensuite vérifié par des essais en cisaillement sur des assemblages parprofilés en tés sur poteaux en RHS par Dawe et Mehendale (1995). Il y a peu de différencede capacité, que le té soit centré ou décalé (pour permettre à la poutre d'être sur la ligned'épure du poteau).

Pour assurer la ductilité de rotation, AISC (1997) recommande que l'âme du té (ou tige) aitune épaisseur db/2 + 2 mm. Ce même critère peut être également appliqué à un plat ensimple cisaillement ou à un plat traversant. Comme indiqué au paragraphe 5.2, l'état limiteunique á vérifier pour la paroi du RHS est la résistance au cisaillement de la paroi tubulaireadjacente aux soudures verticales (en supposant que la semelle du té est soudée à la faceplane du RHS).

Section B–B

5.7 Assemblages par cornière simple et double

Un assemblage par cornière simple (ou cornière d'assemblage), voir figure 5.8, est faitavec une aile sur une face de l'âme de la poutre et l'autre aile soudée en atelier au poteauen RHS. Une soudure en forme de L est conseillée pour fournir une bonne flexibilité del'assemblage, avec soudure le long de l'extrémité de l'aile de la cornière, sur la partiebasse de la cornière, et juste un petit retour de soudure au sommet de la cornière (voirfigure 5.9).

Figure 5.8 – Assemblages par cornière simple sur poteau en RHS

40

41

Figure 5.9 – Assemblage par cornières doubles

Une soudure complète du sommet de la cornière doit être éviter car elle empêcherait laflexibilité (AISC 1997). Une cornière de 100 mm x 75 mm est souvent sélectionnée, avecl'aile de 75 mm soudée au RHS. Une épaisseur minimale de la cornière, de 10 mm (pourles boulons M20 et M22) ou de 12 mm (pour les boulons M24) est aussi recommandée parAISC (1997). Si vous souhaitez, une soudure d'angle pour la soudure verticale de lacornière et l'alignement du centre de l'âme de la poutre avec le centre du poteau en RHS,des poteaux avec une face d'assemblage de 200mm de large ou plus sont généralementnécessaires. Alternativement, des cornières simples peuvent être soudés à un RHS plusétroit avec une soudure sur joint avec chanfrein oxycoupé. En supposant que la premièreprocédure de soudage (d'angle) soit utilisée, le seul état limite de la paroi du RHS à vérifierest la résistance au cisaillement de la paroi tubulaire adjacente à la soudure verticale.

Un assemblage par doubles cornières (ou cornières d'assemblage doubles), comme illustré à lafigure 5.9 est l'un des plus traditionnel assemblage en simple cisaillement. Les paires decornières sont soudées en atelier le long de l'extrémité de l'aile, à la base et avec un petit retourau sommet (voir figure 5.9). Ensuite, elles sont boulonnées au montage à l'âme de la poutre.L'assemblage est sensible aux tolérances de fabrication en atelier, et les deux cornières peuventavoir besoin d'être écartées pour permettre l'entrée de l'âme de la poutre sur site. Il est conseilléde gruger la semelle inférieure de la poutre (voir figure 5.9) pour que les monteurs puissent placerla poutre en l'abaissant entre les cornières par le dessus. Si la poutre est grugée, la ruine parcisaillement de bloc de l'âme de la poutre (une déchirure de l'âme de poutre, avec le chemin derupture passant par les trous des boulons) doit être vérifiée. Les assemblages par doublescornières fournissent aux boulons une résistance au double cisaillement combinée à une bonneflexibilité, et puisqu'elles sont symétriques, l'assemblage évite toute torsion latérale. Lesfabricants peuvent préparer des cornières avec détails standards sur stock plutôt que depréparer des composants spécifiques tels que des tés, et plusieurs manuels sur l'acier donnentdes “prédimensionnements d'assemblages” standards pour ce type d'assemblage. Sherman(1995) a démontré la bonne adaptation des assemblages par doubles cornières aux poteaux enRHS et, en supposant que les ailes des cornières soient soudées à la face plane du RHS, le seul

Section B – B

Section A – A

état limite de la paroi du RHS à vérifier est la résistance au cisaillement de la paroi tubulaireadjacente aux soudures verticales (AISC 1997)

5.8 Assemblages par tasseau non raidi

Un assemblage par tasseau non raidi est réalisé avec une cornière d'appui et une cornièresupérieure,comme indiqué à la figure 5.10.

Figure 5.10 – Assemblages par tasseau non raidi.

Les assemblages par tasseau sont courants pour les assemblages avec des chargeslégères et pour des applications tels que les assemblages de profils ouverts en acier. Alorsque le tasseau doit supporter la réaction d’extrémité complète de la poutre supportée, lacornière supérieure (généralement 100 mm x 100 mm x 100 mm de long) doit être placéecomme indiqué, ou à l'emplacement alternatif sur le côté, pour une bonne performance etune bonne stabilité. Pour que l'assemblage soit parfaitement flexible, seul l'extrémité de lacornière supérieure est soudée au RHS. L'épaisseur de la cornière supérieure doit être de6 mm mini pour recevoir une soudure d'angle de gorge minimale sur le RHS ou sur lasemelle de la poutre. Même s'il n'y a pas de transfert de force de cisaillement horizontalecalculée entre les semelles de la poutre et les cornières tasseaux, on conseille d’installerdeux boulons M20 nuance 8.8 (ou ASTM A325) pour la cornière tasseau inférieure. Deuxboulons peuvent aussi être utilisés pour assembler la cornière supérieure avec la semellede la poutre, ou une soudure d'angle peut être utilisée le long de l'extrémité de l'aile de lacornière suprieure. De nouveau, le seul état limite de la paroi du RHS à vérifier est larésistance au cisaillement de la paroi tubulaire adjacente aux deux soudures verticales dela cornière tasseau inférieure (AISC 1997).

5.9 Assemblage par tasseau raidi

Un assemblage par tasseau raidi est fait de la même manière qu'un assemblage partasseau non raidi si ce n’est que la cornière d'appui est remplacée par un té (soit un téstructurel ou une composition de deux plats) dans lequel l'âme (ou tige) du té est verticaleet la semelle du té (sur laquelle la poutre repose) est horizontale (voir figure 5.11).

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43

Figure 5.11 – Assemblages par tasseau raidi

Le tasseau est de nouveau censé supporter la réaction finale totale de la poutre supportée etles commentaires indiqués précédement pour la cornière supérieure de l'assemblage partasseau non raidi sont de nouveau applicables ici. La poutre supportée doit être boulonnée auplat du tasseau (semelle du té) avec deux boulons d'une capacité d'au moins M20 8.8 (ASTMA325), ceci afin de reprendre l'effet de levier causé par la rotation de l'assemblage lors de lacharge ultime. La soudure de la poutre au tasseau n'est pas conseillée. Par ailleurs, la distance(Lb) entre la face du poteau en RHS et la ligne d'épure des boulons ne doit pas être supérieureà la largeur de la {demi-longueur de la semelle du tasseau (Lp) mesurée à partir de la face dupoteau en RHS, et 67 mm}, pour les poutres de dimensions courantes (AISC 1997).

L'épaisseur de la semelle horizontale du tasseau (ou semelle du té) doit être au moins de10 mm. Les deux soudures qui assemblent l'âme du té doivent avoir une résistancesupérieure à celle des soudures horizontales sous la semelle du tasseau. Il est aussiconseillé que l'épaisseur de l'âme du té (ou tige) ) tp (voir figure 5.11) soit (AISC 1997):

tp � (fb,y/fp,y) tb,w et aussi � cw .....................................................................5.3

où w est la gorge de la soudure et c = 1,5 pour fp,y de 350 N/mm2, avec des souduresfaites avec une électrode de résistance ultime de 480N/mm2. Alternativement, si lematériau de l'âme du té (ou tige) est fp,y = 250 N/mm2, mais que la même électrode estencore utilisée, alors c peut être = à 2.

Comme indiqué au paragraphe 5.2, il y a deux états limites de la face du RHS à vérifier :

(i) La résistance au cisaillement de la paroi tubulaire adjacente aux deux souduresverticales le long de l'âme du té (ou tige). Ce mode de ruine a été cité à plusieursreprises et des exemples de calcul sont donnés au paragraphe 5.3.1.

(ii) La plastification de la paroi tubulaire, à l'aide d'un mécanisme de rotation decharnières plastiques. Une résistance de calcul aux états limites de la faced'assemblage du RHS sous une charge de moment dans le plan est donnée auparagraphe 6.1.2 du guide de dimensionnement du CIDECT No. 3 (Packer et al.1992), pour un assemblage en té de RHS-sur-RHS. Ce mode de ruine parcharnières plastiques n'est applicable que pour des rapports de largeurd'assemblage (rapport de la largeur de la semelle du tasseau sur la largeur dupoteau RHS) inférieurs ou égaux à 0,85.

� 0.2hp

Figure 5.12 – Assemblages en simple cisaillement avec des poutres en profil creux.

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Section A – A

Section B – B

Figure 5.12 – Assemblages en simple cisaillement avec des poutres en profil creux.

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Figure 5.12 – Assemblages en simple cisaillement avec des poutres en profil creux.

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47

Dans l'application de cette solution de charnières plastiques, la hauteur du tasseau raidi (hp)remplace le terme hauteur de l'entretoise (h1), la largeur de la semelle du tasseau (valeurrecommandée d'au moins 0.4hp) remplace le terme pour la largeur de l'entretoise (b1) et lemoment de flexion appliqué sur la face du poteau RHS est la réaction de la force de cisaillementmultipliée par l'excentricité effective (e) de cette charge depuis la face du poteau. AISC (1997)prend cette excentricité effective, pour ce type d'assemblage, égale à 0,8Lp (voir figure 5.11). Auparagraphe 6.1.2 du guide de dimensionnement du CIDECT No. 3 vous pouvez voir que cemoment résistant de la face du poteau en RHS est aussi réduit par l'effet de la charge decompression axiale dans le poteau.

5.10 Poutres en profil creux sur poteaux en profil creux

Les poutres en profil I sont un choix logique pour les ossatures avec assemblages articulés(liaisons simples), et ceci a été présumé dans les paragraphes précédents. Néanmoins, ilexiste des cas où les profils creux sont utilisés pour les poteaux et pour les poutres. Lesaccessoires tels que les tés, les cornières et les plats sont de nouveau utilisés et lesassemblages boulonnés sur site sont habituels. Vous trouverez quelques exemples à lafigure 5.12.

La Figure 5.12(a) illustre un assemblage avec double té, avec des tés réalisés à partir deplats ou découpés dans des poutrelles. L'alignement centrale de la poutre et du poteaupeut être assuré par un décalage des tés. Le té du poteau doit être soudé le long des bordsverticaux, et doit comprendre un court retour de soudure autour des coins supérieurs. Unconseil de dimensionnement pour le tronçon de té est donné au paragraphe 5.6. La Figure 5.12(b) montre une paire de cornières qui transmettent une charge en doublecisaillement sur les boulons. Le soudage de ces cornières sur le poteau est identique àcelui du té de la figure 5.12 (a).

La Figure 5.12(c) illustre une poutre relativement étroite assemblée à un large poteau en RHS .Les cornières, soudées près des angles du poteau sont disposées de chaque côté de la poutrequi a sa semelle inférieure découpée pour permettre l'accès pour le boulonnage. Le chargementexcentré dans le plan de la face du poteau sur les soudures des cornières peut limiter larésistance de cette disposition. Par ailleurs, ce type d'assemblage non conventionnel ne devraitêtre utilisé que pour des poutres soumises à de faibles charges. La figure 5.12(d) illustre unemeilleure combinaison de largeur de poteau et de poutre où deux plats en cisaillement sontutilisés. Ceci constitue un assemblage relativement raide avec ces plats soudés près des anglesdu poteau. De nouveau, une découpe de la semelle inférieure de la poutre est utilisée pourfaciliter le boulonnage traditionnel. Une petite variation de cet assemblage est illustré à la figure 5.12(e), où les éléments ont une largeur égale Quelques-uns des ces assemblagespourraient peut-être ne pas être simples à installer sur site en raison des déformations produitespar la soudure. Il peut s'avérer nécessaire d'écarter les paires de plats légèrement avec desvérins après le refroidissement de la soudure, car la contraction de la soudure aura tendance àresserrer et à pousser les plats l'un vers l'autre.

La Figure 5.12(f) illustre un assemblage typique de platine d'extrémité, avec le boulonnageau-delà de la largueur des éléments. Cet assemblage s'adapte aux poutres en RHS et CHSet permet d'obturer la poutre en profil creux. Vous pouvez voir une variante de ce conceptd'assemblage à la figure 5.13.

5.11 Utilisation de boulons traversants sur les poteaux en profil creux

Plutôt que l'utiliser des “boulons aveugles” (ou un système de “boulonnage sur une face”)lors du boulonnage d'un élément tel qu'une platine d'extrémité de poutre sur un poteau enRHS, il est possible d'utiliser de longs boulons ou des tiges filetées qui passent à travers

tout l'élément poteau en RHS. Par conséquent, la tête et l'écrou du boulon (ou la tigefiletée) sont à l'extérieur du RHS. Ceci est acceptable dans un assemblage en cisaillementsi les boulons sont uniquement serrés à fond (c'est à dire non précontraints). Lesassemblages par plat en simple cisaillement ont été testés par Sherman (1995) avec desboulons serrés à fond et précontraints, et dans les deux cas les performances ont étécorrectes. Les assemblages avec des boulons serrés à fond ont les mêmes capacitésultimes et les mêmes excentricités que ceux avec des boulons précontraints. Cependant,sous les charges de service, les boulons précontraints produisaient des excentricités plusgrandes (au point de contreflexion où le moment négatif se transforme en moment positif).

Dans de nombreux assemblages les boulons seront précontraints, particulièrement si lesboulons sont tenus de travailler en traction. Avec la précontrainte, les boulons traversantsne doivent être utilisés que si le boulon à l'intérieur des parois RHS passe à l'intérieur d'untube entretoise. Ce tube entretoise doit être d’une longueur égale à la dimension intérieuredu RHS de telle sorte que lorsque le boulon est tendu le tube entretoise soit mis encompression, empêchant ainsi les faces flexibles du RHS d'être tirées vers l'intérieur etdonc d'être déformées pendant le processus de montage. Le paragraphe 3.5.6 du guidede dimensionnement CIDECT No. 6 (Wardenier et al. 1995) donne des conseils defabrication pour ces assemblages.

5.12 Influence des dalles en béton sur la tenue des assemblages

Les systèmes de planchers composites sont maintenant monnaie courante dans les“ossatures en acier”. Une dalle en béton autour du poteau en RHS augmente la rigidité enrotation de l'assemblage poutre-poteau. Par conséquent, un assemblage en simplecisaillement est en réalité transformé en un assemblage semi-rigide composite. De plusamples informations sur les assemblages semi-rigides sont données aux chapitres 6 et 9.

Figure 5.13 – Doubles poutres en U boulonnées sur les faces d'un poteau en RHS par l'intermédiairede plats.

48

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6 Assemblages semi-rigides

6.1 Types d'assemblages semi-rigides avec des éléments en profils creux

Les assemblages avec moment dans des structures tubulaires peuvent être conçuscomme indiqué à la figure 6.1.

Figure 6.1 – Désignation des assemblages avec moment et avec des éléments en profil creux.

Toutes les recherches réalisées jusqu'à présent concernent principalement ladétermination du moment résistant. Seules des formules pour les assemblages non raidisCHS-CHS existent pour la rigidité (initiale) de l'assemblage, par ex. Efthymiou (1985).

Des formules pour assemblages non raidis de CHS-CHS, RHS-CHS et poutre I-CHS pourle moment résistant sont données dans l’annexe K de l’Eurocode 3 (CEN, 1992), IIW-XVE (1989) et le guide de dimensionnement CIDECT No. 1 (Wardenier et al. 1991)principalement basées sur Kurobane (1981). Une étude détaillée comprenant desassemblages dans plusieurs plans est donnée par Van der Vegte (1995).

Des formules pour le moment résistant des assemblages CHS-CHS sont aussi donnéespar API (1997), AWS (2002) et dans la norme ISO (ISO, 1997), même si ces normes utilisentune base de données différentes et donnent différentes recommandations.

Récemment une nouvelle analyse a été réalisée par Ariyoshi et Makino (2000) sur lesassemblages plat-CHS. Ces informations peuvent aussi être utilisées pour lesassemblages de RHS-CHS et poutre I-CHS.

De Winkel (1998) donne des informations sur la résistance d'assemblages poutre I-CHSdans le plan et spatiaux mais la rigidité ne peut être déduite que de diagrammes moment-rotation.

Des formules de dimensionnement pour des assemblages RHS-RHS, poutre I-RHS nonraidis sont donnés dans l’annexe K de l’Eurocode 3 (CEN, 1992), IIW-XVE (1989) et leguide de dimensionnement du CIDECT No. 3 (Packer et al., 1992) principalement basé surWardenier (1982). Yu (1997) a récemment fait une étude très détaillée des assemblagesRHS-RHS dans le plan et spaciaux avec plusieurs combinaisons de charge.

Lu (1997) donne des informations sur la résistance des assemblages poutre en IRHS maisla rigidité ne peut être déduite que de diagrammes moment-rotation. Pour lesassemblages non raidis poutre en I-CHS et poutre en I-RHS, le moment résistant est basésur les preuves données par Wardenier (1982) et Packer et al. (1992).

Les assemblages boulonnés sont maintenant plus populaires en raison de l'utilisation dessystèmes de boulonnage aveugles. Les résultats des essais et les conseils dedimensionnement sont donnés par Yeomans (1996, 1996a, 1998) et résumés par Packeret Henderson (1997). Tanaka et al. (1996) décrit un nouveau développement intéressant oùles poteaux ont une épaisseur de paroi épaissie localement, épaississement obtenu enutilisant un chauffage par induction local et une pression axiale.

Pour les portiques, les assemblages poutre en I-CHS et poutre en I-RHS sont plusfréquemment utilisés, car les profils en I ou en H sont principalement utilisés pour lespoutres et les profils creux rectangulaires ou circulaires pour les poteaux. Le paragraphe6.2 sera consacré aux assemblages avec moment entre des profils creux (CHS-CHS etRHS-RHS) et le paragraphe 6.3 sera consacré aux assemblages non raidis poutre en I-CHS ou I- RHS.

6.2 Assemblages soudés de poutres et poteaux en profils creux

Les assemblages de poutres et poteaux en profils creux se comportent de la mêmemanière que les Vierendeel ou les assemblages avec moment diffusés dans les Guides dedimensionnement du CIDECT Nºs. 1 et 3. Néanmoins, pour être plus complets nous lestraiterons ici de nouveau. Les combinaisons habituelles sont des éléments de même type,c'est à dire des assemblages CC ou RR. D'autres combinaisons telles que CR ou RC sonttrès rares pour les assemblages avec moment.

6.2.1 Eléments de poutres et de poteaux en CHS

La résistance des assemblages avec moment entre des poutres et des poteaux en CHSest basées sur les critères de plastification et de poinçonnage de la membrure. Les critèresde de calcul de la résistance sont donnés à la figure 6.2. Même si les portiques plans nesont pas soumis à des moments hors du plan, les critères de résistance pour les momentshors du plan sont aussi donnés pour une analyse plus complète et pour l'analyse desportiques en trois dimensions.

50

Figure 6.2 – Recommandations de calcul pour des assemblages CC chargés principalement par des moments de flexion.

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0

0

La fonction f(n’) représente l'influence de la contrainte axiale et/ou de flexion dans lepoteau sur la résistance selon le critère de plastification de la membrure. Comme indiquédans le guide de dimensionnement No. 1 (Wardenier et al. 1991) la résistance de calcul desmoments de flexion dans le plan est considérablement plus grande que celle des momentshors du plan. Pour une bonne efficacité, il est recommandé de choisir un rapport diamètresur épaisseur dc/tc du poteau qui soit de préférence inférieur à 25 et le produit de la limited'élasticité par l'épaisseur entre le poteau et la poutre fc,y tc > 2 � fb,y � tb

Pour des raisons de rigidité, le rapport des diamètres β entre la poutre et le poteau doitêtre grand, de préférence proche de 1,0.

Les combinaisons des charges axiales et des moments de flexion doivent être vérifiéessuivant l'interaction :

+ + � 1.0 ............................................................................................6.1

où Nb , Mb,ip et Mb,op sont les charges sollicitantes et Nb*, Mb,ip* et Mb,op* sont lesrésistances de calcul.

La rigidité de rotation C (moment par radian) pour les assemblages Vierendeel avec

0,3 � � � 0,8 est donnée par Efthymiou (1985).

Pour les assemblages en T et en Y sous une charge de moment dans le plan, la rigiditéd'assemblage est :

Cb,ip = 1,3 E (dc/2)3 �(2,25+�/125) �–1,44 /sin(�+0,4) (�) .....................................................................6.2

Pour les assemblages en T et en Y sous une charge de moment hors plan, la rigiditéd'assemblage est :

Cb,op = 2,3 E (dc/2)3 �(2,12) �(0,7(0,55–�)2–2,2)/sin(�+1,3) (�) ...............................................................6.3

Ces équations peuvent être utilisées avec la plage de validité suivante :

0,3 � � � 0,8 10 � � � 30 0,3 � � 0,8 35º� � � 90º

On doit remarquer que la rigidité peut être considérablement dégradée par la présence decontraintes axiales et/ou de flexion dans le poteau, mais les résultats d'essais sontinsuffisants pour quantifier cette influence de manière plus détaillée.

Van der Vegte (1995), parmi d'autres aspects, a examiné les effets de la géométrie et duchargement sur les assemblages de RHS spatiaux. Dans son étude toutes sortes desituations de chargement ont été considérées sur des éléments dans le plan et hors plan.Cependant, il y a trop de combinaisons de chargement et les interactions sont tropcompliquées pour un dimensionnement normal. Par conséquent, ces formulesd'interaction n'ont pas été incluses dans ce guide, mais vous pouvez trouver desinformations les concernant dans les références.

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NN

b

b, op*

MM� �b, ip

b, ip*

MM

b, op

b, op*

2

Figure 6.3 – Assemblages de jarrets de portiques en CHS

La Figure 6.3 illustre plusieurs types d'assemblages pour des jarrets de portiques. Cesassemblages de jarrets ont été spécialement étudiés à l'Université de Karlsruhe (Karcheret Puthli, 2001et Choo et al., 2001). Ils recommandent de calculer ces assemblages sur labase des conditions suivantes pour les deux éléments :

+ � ...............................................................................................6.4

Le terme est un facteur de réduction de la contrainte, qui peut être de 1 pour lesassemblages de jarrets avec des plats de renfort. Pour les assemblages de jarrets sansplats de renfort, il s'agit d'une fonction des dimensions transversales du profil et elle estindiquée aux figures 6.8 et 6.9. et à l'équation 6.5. La nuance S à la figure 6.4 correspondà la limite d'élasticité nominale fy.

= (0,05 d/t + 0,77)–1,2 (235/fy)0,5 .....................................................................................6.5

Sur la base de travaux précédents (Mang et al., 1991), il est recommandé pour lesassemblages sans plats de renfort, que la force V de cisaillement et la force axiale N nedépassent pas :

V/Vpl � 0,5 et N/Npl � 0,2

Pour les assemblages de jarrets avec des angles de � > 90º les mêmes recommandationsque pour � = 90º peuvent être adoptées (Karcher and Puthli, 2001).

Même si les assemblages non raidis ont été étudiés pour 10 � d/t � 100, il estrecommandé pour des applications structurelles que d/t soit limité aux profils de classe 1conformément à EC 3 (CEN, 1992).

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NNpl

MMpl

Figure 6.4 – Facteur de réduction de la contrainte , pour les assemblages non raidis de jarrets en CHS.

Les assemblages avec un plat de renfort peuvent être considérées comme rigides, alorsque le comportement rigide des assemblages non raidis dépend du rapport d/t.

Les assemblages non raidis ne peuvent être considérés comme rigides que pour desrapports d/t très faibles. Aucune formule pour assemblage rigide n'est disponible.

Pour ces applications structurelles où une résistance, une rigidité et une capacité derotation raisonnable sont nécessaires, il est recommandé d'utiliser un assemblage raidi quiutilisent des profils de classe 1. Pour d'autres applications structurelles, il est conseillé den'utiliser les assemblages non raidis que si les profils satisfont au moins les conditionsrequises d'un calcul plastique.

L'épaisseur du plat de renforcement doit satisfaire à tp � 1,5 tb et ne doit pas êtreinférieure à 10 mm. Une condition supplémentaire est que d/t � 50/(235/fy)0,5.

6.2.2 Eléments de poutres et de poteaux en RHS

La résistance des assemblages soudés avec moment, de poutres et de poteaux en RHSsans renfort, est basée sur plusieurs modes de ruine, c'est à dire :• la plastification de la face du poteau (plastification);• la fissuration de la face du poteau (poinçonnement de la membrure);• la fissuration de la poutre (largeur efficace):• la plastification ou l'écrasement des parois latérales du poteau;• le cisaillement du poteau.

Ces modes de ruine et le critère de résistance sont expliqués en détail dans Wardenier(1982) et dans le guide de dimensionnement du CIDECT No. 3 (Packer et al. 1992) et, ilssont résumés à la figure 6.5 pour l’assemblage de profils creux carrés avec � = 90º. Lescritères de résistance pour les moments hors du plan sont aussi donnés et pour les

54

portiques spatiaux. Il faut cependant noter que les formules de chargement hors du planne doivent être utilisés qu’en l'absence de déformation de la section transversale de lamembrure, par ex avec des renforts situés tout près de l'assemblage. Ces conseils dedimensionnement ont aussi été adoptés pour l’Annexe K de l’Eurocode 3 (CEN 1992).

Le moment résistant des assemblages avec des valeurs b faibles à modérées (0,85) peutêtre déterminé avec un modèle de charnières plastiques. La fonction f(n) est une fonctionpermettant de réduire la capacité du moment de flexion du fait de la présence decontraintes de compression sur la face du poteau. Pour des valeurs de b > 0,85, enfonction des paramètres géométriques, plusieurs modes de ruine peuvent être critiques.Comme indiqué à la figure 6.5, le critère de largeur efficace de la poutre et le critère deruine des parois latérales du poteau doivent être vérifiés. Pour une meilleurecompréhension, ces critères sont illustrés à la figure 6.6.

Aucun poinçonnage n'ayant été observé dans les essais, la figure 6.5 ne considère pascette vérification, mais il est recommandé de dimensionner les poutres avec une épaisseurtb < 0,6tc ou d'éviter des assemblages avec bb � bc – 2tc où un poinçonnage peut avoirlieu. Pour plus d'informations, consultez le guide de dimensionnement du CIDECT No. 3(Packer et al., 1992).

A partir des expressions de la figure 6.5, on peut déduire que les assemblages Vierendeelde RHS non raidis et de pleine largeur (� = 1,0) sont capables de développer la totalité dumoment résistant de la poutre, à condition que bc/tc soit suffisamment faible. Pourhc = bc= hb = bb et bc/tc < 16, l'écrasement de la paroi latérale de la membrure est donnéepar Wardenier (1982) :

� . .....................................................................................................6.6

Par conséquent, pour les assemblages poutre-poteau de profils carrés avec un � � 1, unrapport largeur sur épaisseur du poteau bc/tc = 16 et un rapport épaisseur du poteau surcelle de la poutre tc/tb= 2, le moment résistant sera égal au moment résistant plastique dela poutre. Ceci est en accord avec les découvertes de Korol et al. 1977

Les expressions précédentes pour le moment résistant sont basées sur un chargement demoment uniquement, pourtant des charges axiales sur les poutres peuvent aussi exister.L'interaction entre des charges axiales et des moments de flexion dépend du critère deruine. Une approche conservatrice consiste à utiliser une relation linéaire :

+ + � 1,0 .............................................................................................6.7

Yu (1997), comme van der Vegte (1995) pour les assemblages de CHS, a étudié l'effet de lagéométrie et du chargement sur les assemblages de RHS spatiaux. Dans son étude toutessortes de situations de chargement ont été considérées dans le plan et hors plan deséléments.Cependant, il y a trop de combinaisons de charges et les interactions sont tropcompliquées pour un dimensionnement normal. Par conséquent, ces formules d'interactionn'ont pas été incluses dans ce guide mais, vous pouvez trouver des informations lesconcernant dans la référence. Le travail de Yu a confirmé que les formules du CIDECT pourles assemblages de RHS-RHS sous chargement de moment, de lafigure 6.5, donnent une limite inférieure pour les résultats FE basés sur la charge ou le momentrésistant correspondant à une déformation locale de 3% de la largeur du poteau bc.

MM*

b,op

b,op

MM*

b, ip

b, ip

NN*

b

b

ff

c,y •tc

b,y •tb

8bc/tc

M*

Mb,ip

pl

55

56

Figure 6.5 – Conseils de dimensionnement pour les assemblages de RHS-RHS chargés par desmoments de flexion principaux.

57

Figure 6.6 – Critères de ruine pour les assemblages avec moment de RHS-RHS chargés en flexiondans le plan.

a. Mécanisme de charnières plastiques pour la plastification de la face de la membrure sous flexion dans le plan.

b. Critère de largeur efficace de l'entretoise pour les assemblages en T, Y et X.

c. Modèle de modes de ruine par écrasement ou voilement de la paroi latérale de lamenbrure sous flexion dans le plan.

Les résistances de calcul pour la charge axiale Nb* peuvent être obtenues dans le guide dedimensionnement du CIDECT No. 3 (Packer et al., 1992) et ne sont pas présentées ici.

Les assemblages entre des profils creux rectangulaires avec des rapports � < 1,0 ne sontpas assez rigides pour être utilisés dans des assemblages avec moment. Ils peuventnéanmoins être renforcés par des plats ou des goussets.

La Figure 6.7 illustre des assemblages de jarrets pour des poutres en treillis Vierendeel oupour les angles de portiques. Ces assemblages de jarrets ont été étudiés à l'Université deKarlsruhe (Mang et al., 1991) et à l'Université de Sydney (Wilkinson and Hancock,1998). Surla base des résultats, il est recommandé dans le guide de dimensionnement du CIDECT No. 3 de concevoir ces assemblages sur la base des conditions suivantes pour lesdeux éléments :

+ � ..............................................................................................................................6.8

avec V/Vpl � 0,5 et N/Npl � 0,2 ...........................................................................................6.9

Où N, M et V représentent la force axiale sollicitante, le moment de flexion sollicitantet l'effort tranchant sollicitant dans un élément de l'assemblage, alors que Npl, Mpl and Vplsont les résistances des éléments de l'assemblage avec :

Vpl = 2h t fy/ 3 .............................................................................................6.10

MMpl

NNpl

58

Figure 6.7 – Assemblages de jarrets en RHS

De façon similaire à l'approche des assemblages de jarrets de CHS-CHS, le terme alpha estun facteur de réduction de la contrainte qui peut être de 1,0 pour les assemblages de jarretsavec des plats de renfort. Pour les assemblages de jarrets sans plats de renfort, il s'agitd'une fonction des dimensions transversales du profil qui est montrée aux figures 6.8 et 6.9.Si les assemblages de jarrets sont réalisés avec un angle � > 90º entre les éléments, utilisezde façon conservatrice les mêmes vérifications de calcul que pour � = 90º.

59

Figure 6.8 – Facteur de réduction de la contrainte , pour assemblages de jarrets en RHS à 90ºsoumis à la flexion suivant grande inertie.

Figure 6.9 – Facteur de réduction de la contrainte , pour assemblages de jarrets en RHS à 90°soumis à la flexion suivant petite inertie.

b/t

b/t

60

Étant donné que la capacité de rotation des assemblages non raidis peut être assez faible,il est aussi conseillé ici d'utiliser un assemblage raidi pour les applications structurellespour lesquelles une capacité de rotation raisonnable est nécessaire. Pour d'autresapplications structurelles, il est conseillé de n'utiliser les assemblages non raidis que si lesprofils satisfont au moins les conditions requises pour un calcul plastique.

Le plat de renfort doit remplir le critère tp � 1.5t et ne pas être plus petit que 10 mm.

En outre, les conditions supplémentaires sont que les soudures doivent être au moins égalesà l'épaisseur de la paroi assemblée et que le facteur utilisé dans le calcul doit être de :

< 0,84 pour fy = 235 N/mm2

< 0,71 pour fy = 355 N/mm2

Les assemblages avec un plat de renfort peuvent être considérés comme rigide, alors quele comportement rigide des assemblages non raidis dépend plus particulièrement desrapports b/t et h/t. Les assemblages non raidis ne peuvent être considérés comme rigideque pour des rapports b/t très faibles. Aucune formule pour la rigidité de l'assemblagen'est disponible.

Une chute de RHS de la même largeur que les éléments RHS, soudé à l’intérieur du jarretpeut être utilisé comme une solution alternative de renfort d'assemblage. Mais les résultatsd'essais sont insuffisants pour en quantifier les propriétés, particulièrement la résistancede rotation de ce type d'assemblage.

6.2.3 Eléments de poutres et de poteaux en CHS et RHS

Les assemblages poutre CHS-poteau RHS sont très rares et pas très efficaces dans lestransferts de moments. Les assemblages poutre RHS-poteau CHS sont trés peut utilisésà cause des préparations finales nécessaires, néanmoins avec les machines à découperactuelles, les préparations finales ne sont plus un problème. Pour des chargement avecmoment aucun résultat d'essais n'est disponible, mais en nous basant sur les recherchesréalisées sur les assemblages de plats et de poutre en I avec poteau en CHS, voustrouverez des conseils dans le guide de dimensionnement du CIDECT Nº1, qui ont étéadoptés par l'Eurocode 3 et seront aussi adoptés ici.

Les formules de dimensionnement de la figure 6.11 sont données pour les assemblagespoutre en I-poteau en CHS.

6.3 Assemblages soudés de poutres en I et de poteaux en profil creux

Les premières recherches sur les assemblages non raidis entre des plats ou des poutresen I et des profils creux en CHS ont été réalisées au Japon. Les travaux de Akiyama,Kamba, Kanatani, Kurobane, Makino, Sasagawa, Suzuki, Tabuchi, Taguchi, Tanaka etWakabayashi, principalement publiés dans des revues japonaises ont été d'abord résuméset analysés par Kurobane (1981). De nouvelles analyses ultérieures ont été données parWardenier (1982), Makino (1984), Kamba et Taclendo (1998) et récemment par Ariyoshi etMakino (2000).

Les assemblages non raidis, avec moment, entre des plats ou des poutres en I et desprofils creux en RHS ont été étudiés à l'origine par Kanatani et al. (1980).

Ting et al. (1991) et Shanmugan et al. (1993) ont étudié numériquement les effets des diverstypes de renforts externes pour les assemblages poutre en I-poteau en RHS.

Les assemblages raidis à diaphragme rigide ont été étudiés en profondeur au Japon etrésumés par Kurobane (1981) et Kamba et al. (1995, 1998). La plupart des autresrecherches concernent les assemblages en simple cisaillement (utilisant des goussets, desplats ou des tasseaux) ou les assemblages rigides avec moment utilisant des plats étriersou des plats diaphragmes ou autres plats de renforcement (voir chapitre 5 et 8).

Dans les années 90, un vaste programme a été réalisé par Lu (1997) et de Winkel (1998)pour étudier le comportement des assemblages non raidis dans le plan et spatiaux entredes poutres de profil en I ou en H et des poteaux en profils creux carrés ou circulaires (voirfigure 6.10).

61

Figure 6.10 – Assemblages poutre en I-poteau en CHS ou RHS étudiés par Winkel (1998) et par Lu(1997); seuls les assemblages poutre en I-poteau CHS sont montrés ici.

Plat-poteau en CHSchargement axial

Poutre en I-poteauen CHS, chargement

axial

Poutre en I-poteauen CHS, chargement

en flexion dans le plan

Poutre en I-poteauen CHS avec un

plancher.

Assemblage dans le plan Assemblage spatialAssemblage

Dans le cadre de ce programme, les aspects suivants ont été étudiés pour les poteaux enprofils creux circulaires et les poteaux en profils creux carrés.

1. Comportement des assemblages avec plat sur des poteaux tubulairesEffet géométrique spatialEffet d'un chargement spatial

2. Interaction de deux plats sur différentes distances.Effet de l'âme de la poutre

3. Comportement des assemblages de poutre en I ou H sur des poteaux tubulaireschargés par des moments de flexion dans le planEffet géométrique spatialEffet d'un chargement spatial

4. Effet d'un plancher métallique (offshore)5. Effet d'un plancher composite acier-béton (immeubles)6. Influence du remplissage de béton du poteau pour les différentes conditions de charge.7. Influence de la charge du poteau ou du moment résistant

Le programme fut élaboré de sorte que les informations puissent être obtenues pour despièces particulières, c'est à dire semelle et âme, et que les influences de plusieursparamètres soient analysés. L'intention était de simuler le comportement d'assemblagesplus compliqués par la combinaison d'effets séparés. Par exemple, le diagramme dumoment de rotation pour un assemblage poutre-poteau avec un plancher composite peutêtre construit à partir du comportement de déformation sous charge de l'assemblage dessemelles inférieures, de l'âme, des boulons, des goujons entre la poutre et le béton et del'armature du béton. Cependant, une telle méthode des composantes ne pouvait pas êtreprésentée de manière simple et suffisamment précise.

Avec des simulations numériques, de nombreuses déformations sous charge et descourbes du moment de rotation furent établies. Le travail fut concentré sur des formulesde résistance mais il fut possible d'obtenir des informations concernant la rigidité à partirdes diagrammes de charge (moment) et de déformation (rotation).

Tous les modèles utilisés dans l'étude paramétrique furent réalisés pour des poteaux avecun diamètre ou une largeur de 300 mm et différentes épaisseurs et dimensions de poutres.Toutes les soudures furent modélisées comme des soudures en bout (chanfrein) etdonnèrent des résultats un peu plus faibles que les spécimens avec soudures d'angle.

La capacité de charge ultime fut définie comme le pic de la courbe charge-déformation oucourbe moment-rotation ou l'atteinte en premier d'une charge ou d'un moment correspondantà une flèche locale, de 3% bc ou 3% dc, de la paroi du poteau (Lu et al. 1994, Lu 1997).

6.3.1 Assemblages de poutres en I et de poteaux en CHS

Comme indiqué au paragraphe 6.3, les récentes analyses d'assemblages de plats sur desCHS ont été réalisées par Kamba et Taclendo (1998) et par Ariyoshi et Makino (2000).Toutefois, les formules de plastification et de résistance ultime doivent encore êtreévaluées et modifiées pour le calcul des résistances et subir des simplifications ultérieures.Ceci doit être réalisé pour la prochaine révision de IIW-XV-E et les recommandations dedimensionnement du CIDECT. En principe il en va de même pour le travail de Winkel (1998)sur les assemblages non raidis de poutre en I-poteau en CHS avec moment.

Dans ce guide de dimensionnement, les recommandations sont cohérentes avec lesrecommandations du guide Nº1 du CIDECT qui furent basées sur Kurobane (1981),Wardenier (1982) , de nouvelles analyses pour le comité IIW-XV-E et l'Eurocode 3 et plus

62

63

tard confirmées par Makino et al. (1991). Ces formules ont été aussi adoptées pourl'Eurocode 3. Lorsque cela est nécessaire, les recommandations ont été élargies oumodifiées sur la base des récentes recherches mentionnées.

Les formules recommandées pour le calcul de la résistance d'un assemblage d'un plat,d'une poutre en I et d'un RHS avec un poteau en CHS sont basées sur l'approche dumodèle de l'anneau pour la plastification de la membrure avec un ajustement statistique.Elles sont données à la figure 6.11.

Figure 6.11 – Formules de calcul de la résistance pour les assemblages dans un plan de RC et IC

0

0

Les formules de moment résistant pour les assemblages de poutre en I-poteau sontbasées sur la résistance des assemblages avec plats. En principe, les assemblages avecune poutre sur un côté du poteau (indiqués comme TP) se comportent quelque peudifféremment de ceux avec une poutre des deux côtés du poteau (signalés comme XP) etdans la littérature indiquée, ci-dessus, différentes formules sont données. Dansl'évaluation statistique la fonction f(�) pour les assemblages plat-CHS est la suivante :

pour les assemblages XP–1 avec deux plats :

f(�) = 5/(1 – 0.81�) ...........................................................................................6.11

pour les assemblages TP–1 avec un plat :

f(�) = 4 + 20�2 ...........................................................................................6.12

Cependant, en raison des procédures d'ajustement de courbes statistiques, les formulesrésultantes ne sont pas correctes pour les petites valeurs �, c'est à dire que l'assemblageXP devient plus fort que l'assemblage TP, ce qui est physiquement incorrect. Parconséquent, il est conseillé d'utiliser les formules de la figure 6.11.

Des indications sur la rigidité axiale des assemblages avec plat (Assemblages TP et XP)peuvent être extraites des travaux de Ariyoshi et Makino (2000). Les formules de calcul dela rigidité initiale des assemblages avec plat ont été simplifiées ici et sont données par leséquations 6.13 et 6.14.

pour les assemblages XP–1 avec deux plats :

KXP–1 = 6,8 E tc � (2�)–1,3 .........................................................................6.13

pour les assemblages TP–1 avec un plat :

KTP–1 = 1,9 E tc �1,3 (2�)–0,7 ........ .................................................................6.14

Les équations originales et simplifiées sont présentées aux figures 6.12 et 6.13

Pour le comportement du moment de rotation, les équations suivantes s'appliquent :

Mb, ip = Np (hb – tb,f) = Cb, ip � = Cb, ip = Cb, ip ...............6.15

ou Cb,ip = 0,5 K(hb – tb,f)2 .....................................................................6.16

Par conséquent, en multipliant la rigidité axiale K, de l'assemblage avec un plat, par 0,5(hb – tb,f) 2, nous obtenons une valeur approximative de la rotation initiale Cb, ip pour lesassemblages IC avec moment . Cependant, l'effet de l'âme de la poutre est négligé.

2 N

K(hb – tb,f)

2 �

(hb – tb,f)

64

65

Figure 6.12 – Rigidité des assemblages XP–1

Figure 6.13 – Rigidité des assemblages TP–1

Nous pouvons tirer les conclusions suivantes des travaux de Winkel (1998) :

– La comparaison des assemblages spatiaux avec les assemblages dans un plan montreque l'effet de rigidité géométrique devient significatif uniquement pour les valeurs �proches de 0,7; et pour � � 0,5 il est négligeable. Pourtant, pour les valeurs � prochesde 0,7, la capacité de rotation peut aussi diminuer lorsque la fissuration du poteauentre les semelles de la poutre peut être le mode de ruine critique.

– Une valeur positive du rapport de moments J (c'est à dire le rapport du moment horsplan divisé par celui dans le plan) montre généralement des effets bénéfiques, alorsqu'une valeur négative du rapport J montre une réduction considérable de larésistance.

Cet effet, quelque peu simplifié, ici, par rapport à la formule d'origine très compliquée, estdonné par :

Mj/Mj=0 = 1 + J (� – 0,4 �2 – 0.1) pour J < 0 .............................................................. 6.17a

Mj/Mj=0 = 1 pour J � 0 .............................................................. 6.17b

Les équations simplifiées sont généralement conservatrices sauf pour les valeurs � faiblesen combinaison avec J > 0. Les Figures 6.14 à 6.16 donnent une représentation graphiquede l'effet spatial et de l'effet de la simplification.

– L'influence du rapport de charge est indépendante de la hauteur de la poutre.

– Les assemblages poutre en I-poteau en CHS axialement chargés ont pour � < 2, une capacité deux fois moindre que celle de l'assemblage plat-CHS.

– Si l'âme n'est pas présente à l'intersection avec le poteau, la résistance del'assemblage est réduite seulement de 2 à 12%.

– La précontrainte du poteau réduit la résistance d'assemblage de manière considérable.La fonction de précontrainte basée sur la contrainte maximale du poteau, dans uneforme simplifié excluant l'effet �, et est donnée par :

f(n) = 1 – 0,25n2 (2�)0.3 .................................................................6.18

L'équation d'origine et celle simplifiée, pour � = 0,45, sont données à la figure 6.17.

– L'utilisation d'un plancher métallique, comme par exemple dans les plate-formesoffshore, n'accroît pas la résistance de l'assemblage.

– Le remplissage de béton des poteaux en CHS augmente considérablement la rigiditéet la résistance, mais limite la capacité de déformation des assemblages.

– La résistance et la rigidité de l'assemblage peuvent être accrues de manièresignificative par l'utilisation d'un plancher composite. Toutefois, si l'armature du bétonest déterminée par la résistance de l'assemblage, la capacité de rotation est faible sides aciers d'armature formés à froid (faible allongement) sont utilisés.

66

Figure 6.14 – Effet spatial sur des assemblages de poutre en I-poteau en CHS chargés par desmoments de flexion dans le plan (� = 0,25).

Figure 6.15 – Effet spatial sur des assemblages de poutre en I-poteau en CHS chargés par desmoments de flexion dans le plan (� = 0,45).

67

68

Figure 6.16 – Effet spatial sur des assemblages de poutre en I-poteau en CHS chargés par desmoments de flexion dans le plan (� = 0.65).

Figure 6.17 – Influence de la contrainte du poteau sur les assemblages de poutre en I-poteau en CHSchargés par des moments de flexion dans le plan (� = 0,45).

6.3.2 Assemblages de poutres en I et de poteaux en RHS

Les premières recherches sur les assemblages de poutre en I-poteau en RHS ont été faitespar Kanatani et al. (1980) et des études ultérieures sur les assemblages d'entretoise plat-RHS ont été réalisées par Wardenier (1982) et Davies et Packer (1982). Pour lesassemblages de poutre en I-poteau en RHS, Lu (1997) a récemment fait des recherchessimilaires à celles que Winkel (1998) avaient menées pour les assemblages de poutre enI-poteau en CHS.

Pour plus de cohérence, les formules données ici sont en principe cohérentes avec cellesdonnées dans le guide de dimensionnement No. 3 (Packer et al., 1992) et dans l’AnnexeK de l’Eurocode 3 (CEN 1992). Toutefois, elles ont été contrôlées avec les récentesrecherches et élargies si nécessaire.

La comparaison entre les formules de calcul de la résistance pour les différents critères deruine des assemblages entretoise plat-poteau en RHS (Wardenier 1982, Packer et al. 1992)montre que pour tp � tc, le critère de largeur efficace du plat (équation 6.20) estgénéralement critique par rapport au poinçonnement, à la plastification de la face dupoteau et à la ruine de la paroi latérale du poteau (voir figure 6.18).

Np* = fp,y tp be ...................................................................................................................6.19

avec

be = bp � bp ......................................................................................6.20

Le moment résistant pour les assemblages poutre en I-poteau en RHS s'obtient alors enmultipliant la résistance de l'assemblage entretoise plat Np* = Nb,f*, pour un chargementaxial, par la hauteur (hb – tb, f)

Mb* = Nb,f*(hb – tb, f) ...........................................................................................................6.21

69

10bc tc/

f ••

tc,y c.

f • tp,y p

•

Figure 6.18 – Comparaison des résultats FE basés sur le critère de 3% de déformation de la largeurdu poteau bc avec le critère de charnières plastiques de la face du poteau, le critère depoinçonnement,le critère de largeur efficace du plat et le critère de la paroi latérale dupoteau. (Lu, 1997)

70

Cependant, pour les poteaux très chargés, la résistance de calcul pour la plastificationde la face du poteau est réduite par une fonction f(n) et il peut en résulter uneprédominance de ce critère. Ensuite, Lu (1997) montra que le mécanisme de charnièresplastiques pour la plastification de la face du poteau survient à des déformations quidépassent la limite de déformation de 3% de la largeur du poteau bc. Par conséquent,elle propose sur la base de la limite de déformation de 3% de la largeur du poteau bc,le critère modifié suivant pour la plastification de la face du poteau des assemblagesplans de poutre en I-poteau en RHS.

Mb* = (0,5 + 0,7�) (hb – tb,f) f(n) f(J) ...............................................................6.22

avec (non simplifié) et basé sur la contrainte maximale du poteau :

f(n) = 1 + 1,48 � n � (2�)–0,33 – 0,46 � n1,5 � (2�)(0,33 – 0,11�2) .....................................................6.23mais f(n) � 1,0

La fonction f(n) est donnée à la figure 6.19. Par conséquent, la résistance minimale dumoment calculée grâce aux équations 6.19 à 6.23 prédomine. Le critère de la plastificationde la face du poteau pour l'assemblage plat-RHS n'est pas donné dans le guide dedimensionnement du CIDECT Nº3.

Dans le cas des charges axiales, il faut noter que la capacité de charge axiale d'unassemblage poutre en I-poteau en RHS ne sera égale qu'au double de la capacité de lacharge axiale d'une semelle � > 2 (1 – �)0,5, voir Lu (1997).

Dans ce cas pour le critère de plastification de la face du poteau il n'y a pas d'interactionentre une semelle et l'autre (si deux semelles séparées sont présentes). Par conséquentpour les valeurs � < 2 (1 – �)0,5 plusieurs critères de résistances peuvent être envisagés.

Nous pouvons tirer les conclusions suivantes des travaux de Lu (1997) :

– Tous les assemblages spatiaux avec un rapport de charge J = 0 et � � 0,73 s0,73 secomportent comme des assemblages dans le plan. Il faut noter que pour des rapportssupérieurs de � jusqu'à 1,0, un effet géométrique positif est attendu, selon lesdécouvertes de Yu (1997).

– Comme indiqué à la figure 6.20 pour les rapports de largeurs étudiés 0,15 < b < 0,75,les rapports de charges multiplans négatifs (J < 0) diminuent considérablement lacapacité de l'assemblage, alors que les rapports de charges multiplans positifs (J > 0)n'ont généralement qu'un petit effet bénéfique. Pour simplifier, cet effet (voir fig. 6.20)est donné par f(J) = 1 + 0,4J, mais � 1,0. Cette limite inférieure peut aussi être utiliséepour les assemblages chargés axialement de poutre en I-RHS. Sur la base du travailde Yu (1997), il est attendu que pour les ratios � proches de 1,0, les rapports decharges multiplans positifs peuvent aussi avoir un effet négatif sur la charge, parconséquent la plage de validité est limitée à 0,2 � � � 0,8.

– L'utilisation d'un plancher métallique n'accroît pas la capacité de l'assemblage demanière significative si elle est basée sur une déformation sous charge de 3% bc.

– Le remplissage en béton des poteaux RHS accroît considérablement la rigidité et larésistance.

– La résistance et la rigidité de l'assemblage peuvent être accrues de manièresignificative par l'utilisation d'un plancher composite. Cependant, si l'armature dubéton est prédominante dans la résistance de l'assemblage, la capacité de rotation estfaible si une armature avec faible allongement est utilisée (voir chapitre 9).

4 fc,y tc2

(1 – 0,9�)0.5

71

Figure 6.19 – Effet du chargement du poteau sur le moment résistant de l'assemblage.

72

Figure 6.20 – Effet d'un chargement spatial sur les assemblages avec moment de poutre en I-poteauen RHS.

Les critères de résistance mentionnés précédemment ont été résumés à la figure 6.21.

73

Figure 6.21 – Formules de calcul de la résistance pour les assemblages de poutre en I–poteau enRHS.

15

tb,f)

6.4 Assemblages boulonnés de poutres et de poteaux en profils creux

Les assemblages boulonnés entre des éléments en profil creux peuvent être faits à l'aidede brides, de platines ou de découpes de profils ouverts. La plupart des assemblagesboulonnés sont conçus comme des assemblages en simple cisaillement, des raboutagesen traction, ou des assemblages rigide avec moment.

6.4.1 Assemblages poutre-poteau en CHS

Les seuls types ordinaires d'assemblages boulonnés avec moment entre des éléments enCHS ou en RHS sont montrés à la figure 6.22.

Figure 6.22 – Assemblages de jarrets boulonnés des éléments en CHS ou en RHS pour des portiques

Aucune preuve détaillée n'est disponible concernant la rigidité de ces assemblages enrapport avec les dimensions des platines et les emplacements des boulons. Il est parconséquent conseillé d'utiliser une platine d'une épaisseur telle que l'assemblage puisseêtre considéré comme rigide. Les boulons devraient, de préférence, être dimensionnéspour le moment résistant du profil creux assemblé.

6.4.2 Assemblages poutre-poteau en RHS

Pour les assemblages de jarrets boulonnés, montrés à la figure 6.22, les mêmesremarques, que pour les assemblages avec des éléments en CHS, peuvent peuvent êtrefaites que pour les assemblages avec des éléments en CHS. La soudure d'une chute deRHS, entre la semelle inférieure de la poutre en RHS et la platine d'about, peut raidirl'assemblage de la figure 6.22 (c). Un autre type d'assemblage boulonné pouvant êtrecalculé pour transmettre des moments est montré à la figure 6.23.

Figure 6.23 – Assemblage par brides boulonnées entre des éléments en RHS.

74

(a) (b) (c)

6.5 Assemblages boulonnés de poutres en I et de poteaux en profils creux

Les assemblages boulonnés entre des poutres en I et des poteaux en profil creux peuventêtre différenciés en assemblages avec des poutres continues comme à la figure 6.24, enassemblages avec plats traversants illustrés à la figure 6.25 et en assemblages avec despoteaux continus comme montré à la figure 6.26.

Figure 6.24 – Assemblages boulonnés poutre-poteau avec poutre continue (Packer and Henderson, 1997)

La résistance et la rigidité des assemblages boulonnés avec une poutre continue dépendentdirectement de l'épaisseur des semelles supérieures, du renforcement de la poutre et desboulons. Puisque aucune preuve n'est disponible pour la rigidité, il est conseillé de concevoirces assemblages comme des attaches rigides de moments avec des semelles supérieuresrelativement épaisses.

Figure 6.25 – Assemblages boulonnés avec plat traversant pour transmission de moments. (Packer and Henderson, 1997).

75

Les assemblages par plat traversant de la figure 6.25 permettent un transfert direct de lacharge de poutre à poutre ou au poteau alors que le cisaillement est transférés par desgoussets ou des cornières soudées sur la paroi du poteau. Ici la flexibilité de l'assemblagede la poutre dépend principalement des boulons chargés en cisaillement (précontraints ounon); pour l'assemblage supérieur du poteau cas d'un poteau interrompu prendre exemplesur les assemblages de la figure 6.24.

L'assemblage boulonné de la figure 6.26(a) est en principe un assemblage soudé poutre-poteau, comme commenté au paragraphe 6.3.1, avec un joint boulonné. Ce typed'assemblage est très commun et très facile à réaliser sur site.

Figure 6.26 – Assemblage boulonné poutre-poteau avec un poteau continu.

6.5.1 Assemblages de poutres en I et de poteaux en CHS

La plupart des assemblages boulonnés avec moment entre des poutres en I et despoteaux en CHS sont renforcés par des plats et peuvent être calculés comme desassemblages rigides. Ces méthodes de calcul sont décrites au chapitre 8.

6.5.2 Assemblages de poutres en I et de poteaux en RHS

À côté des assemblages boulonnés poutre en I-poteau en RHS avec des platinesdébordantes présentées aux figures 6.23 et 6.26(b), il est à présent aussi possibled'assembler directement sur la face du poteau en RHS. Dans ce cas, un boulonnage surun côté (aussi appelé boulonnage aveugle) est utilisé. Les systèmes couramment utilisés,comme le forage Flowdrill, les systèmes de boulonnage HolloBolt et Huck Ultra-Twist sontdécrits au chapitre 3.3. La figure 6.27 montre deux exemples pour des assemblages avecmoment : (a) avec une platine d'extrémité débordante et (b) avec une platine d'extrémiténon débordante.

76

77

Figure 6.27 – Assemblages boulonnés poutre en I-poteau en RHS

Comme commenté au chapitre 3, ces systèmes peuvent être traités comme desassemblages boulonnés normaux à condition que les limites du diamètre du boulon enrapport avec l'épaisseur du poteau RHS soient prises en compte. Toutefois, pour lesassemblages avec moment, il faut tenir compte non seulement de la déformation de laplatine d'extrémité mais aussi de la face flexible du poteau en RHS.

Par conséquent les critères suivants doivent être considérés (Yeomans 1996, 1996a):

– les boulons (traction et cisaillement et pression diamétrale pour la platine et la face dupoteau);

– l'arrachement des filets des boulons; – la face du poteau - poinçonnement de la face du poteau par les boulons;– la plastification de la face du poteau (schéma des charnières plastiques);– l'écrasement des parois latérales du poteau;– la plastification de la platine (schéma des charnières plastiques);

Pour le dimensionnement du boulon, les critères suivants bien connus peuvent être utilisés :

– La résistance au cisaillement du boulon;– La pression diamétrale du boulon;– La résistance à la traction;– La combinaison de la résistance au cisaillement et à la traction.

L'arrachement des filets des boulons doit être contrôlé pour les boulons dans lesassemblages avec Flowdrill. La résistance à l'arrachement du filetage du boulon est :

Fts = 0,6 fc,y � db (tc + 8 mm) .................................................................................................6.24

Pour le critère de poinçonnement, le diamètre à considérer dépend du type de systèmeutilisé. Par exemple pour le poinçonnement d'une extrusion avec flowdrill dans le RHS :

Fps = 0,6 fc,y � tc (db + tc) .................................................................................................6.25

Pour un assemblage avec Hollowbolt, la résistance au poinçonnement est juste donnéepar :

Fps = 0,6 fc,y � tc db .................................................................................................6.26

Comme indiqué à la figure 6.28, le critère de plastification de la face du poteau dépend dela dimension de la platine par rapport à la largeur du poteau en RHS. Pour de petiteslargeurs de platines et pour les platines d'extrémité rigides, la zone de compression serapoussée vers l'intérieur et la zone de traction de l'assemblage sera tirée vers l'extérieur endonnant un schéma de charnières plastiques de la face du poteau (cas a.). Toutefois, pourles assemblages chargés avec moment , il est conseillé d'avoir une platine de la mêmelargeur que la largeur du poteau, ce qui accroît la rigidité et le moment résistant (cas b).Dans ce cas un schéma de charnières plastiques sera formé dans la zone tendueuniquement lorsque la résistance à l'écrasement “des parois du poteau” n'est pas lecritère majeur. Le critère de plastification de la face du poteau pour un schéma deboulonnage à quatre boulons en traction donné par Yeomans (1994, 1998) est :

Npl = fc,y tc2 [2(hb – db)/b’ + 4(1 – c/b’)0,5]/(1 – c/b’) f(n) .................................................6.27

où b’ = bc – tc and c = g – db

f(n) = 1 + n � 1.0 ..................................................................................................6.28

Dans les cas où l'épaisseur de la platine est faible, la platine doit être vérifiée de la mêmemanière que pour les assemblages poutre-poteau de poutres en I, c'est à dire enconsidérant le modèle présenté à la figure 6.29. Ici la plastification de la platine(Zoetemeyer 1974, Eurocode 3-Annexe J) doit être vérifiée pour la plastification complètede la platine d'extrémité (cas c1) et la plastification de la platine d'extrémité avec ruine desboulons (cas c2) similaire aux assemblages de poutres en I-poteau. Cependant, enfonction de la rigidité et donc de la déformation de la face du poteau, la force de levierexercée peut être différente.

78

Figure 6.28 – Plastification de la face du poteau schémas des charnières plastiques.

79

80

Figure 6.29 – Modèles de plastification de la platine.

La résistance à l'écrasement des paois latérales pour les poteaux avec bc/tc < 35 peut êtredonnée par :

Nc,w = 2 fc,y tc bw ...............................................................................................................6.29

La largeur participante bwpeut être prise comme :

bw = (tb,f + 2tp + 5tc) .............................................................................................................6.30

Outre les parties boulonnées, les soudures qui relient la platine d'extrémité et la poutre enI doivent être vérifiées. Il faut aussi noter que pour les assemblages sur une face, larésistance au cisaillement du poteau doit être vérifiée.

Le moment résistant de l'assemblage s'obtient en multipliant la résistance minimale souscharge axiale par la hauteur de la poutre (hb – tb,f).

Aucune information ni formule n'est, pour le moment, disponible au sujet de la rigidité, parconséquent une analyse semi-rigide réelle n'est pas encore possible pour ces assemblages.

6.6 Exemples

Pour le calcul des assemblages semi-rigides, les procédures suivantes peuvent être appliquées :

1 Considérez des assemblages rigides et après avoir déterminé les dimensions deséléments, vérifiez si la rigidité de l'assemblage est conforme à la condition de rigiditéminimale donnée à la figure 4.7.

a. Si ce n'est pas le cas, les paramètres de l'assemblage et par conséquent les profilsdevraient être modifiés de telle sorte que la condition de rigidité soit respectée, ou alors

b. La rigidité réelle doit être utilisée dans les calculs de dimensionnement et l’on devravérifier si la structure est conforme aux conditions de résistance et de rigidité.

2 Considérez des assemblages articilés et après avoir déterminé les dimensions deséléments, vérifiez si la rigidité de l'assemblage ne dépasse pas la condition de rigiditémaximale donnée à la figure 4.7 pour un assemblage articulé.

A – A

c1: plastification complète de la platine d'extrémité

c2: plastification de la platine d'extrémité + ruine des boulons

c3: ruine des boulons

a. Si cette condition n'est pas remplie, les paramètres de l'assemblage et parconséquent, les profils doivent être modifiés de telle sorte que la condition de rigiditésoit respectée, ou alors

b. La rigidité réelle doit être utilisée dans les calculs de dimensionnement et on devravérifier si la structure est toujours conforme aux conditions de résistance et de rigidité.

3 Calculez la structure en vous basant sur une analyse rigide plastique et vérifiez si la rigidité desassemblages et la capacité de rotation permettent une redistribution correcte des moments.

4 Si l'ingénieur d'étude connaît les paramètres d'assemblage, il est aussi possible dedéterminer la rigidité associée de l'assemblage et de l'utiliser dans ledimensionnement; après avoir déterminé les dimensions finales de l’élément, il fautalors vérifier si la rigidité réelle de l'assemblage n'est pas trop différente de la rigiditéescomptée. Si c'est le cas, le dimensionnement est OK, dans le cas contraire lesanalyses devront être refaites avec la rigidité réelle de l'assemblage.

La Méthode 1 est particulièrement bien adaptée aux assemblages avec une forte rigidité,par exemple avec un petit rapport 2� un grand rapport � et/ou un petit rapport �.

La Méthode 2 est mieux adaptée aux assemblages avec une faible rigidité , par exempleavec un grand rapport 2� un petit rapport � et/ou un petit rapport �.

La Méthode 3 est une approche très simple dans les cas où la rigidité des assemblagesest moins importante, par ex. pour les structures contreventées.

Exemple 1: Poutres et poteaux en CHS

La figure 6.30 présente une structure contreventée en CHS pour laquelle les assemblagesentre les profils creux circulaires ont été considérés comme rigides.

Figure 6.30 – Struture en CHS pour les poutres et les poteaux

81

L'acier est de nuance S355 avec une limite d'élasticité fy = 355 N/mm2.

En ayant supposé dans l'analyse de la structure des assemblages rigides, les profilssuivants ont été sélectionnés :

poteaux 298,5 x 10; poutres 298,5 x 6,3

(Remarque : Ces profils ne sont pas disponibles chez tous les fournisseurs de tubes.)

Vérifiez si la rigidité est suffisante pour considérer l'assemblage rigide.

L'Eurocode 3 (CEN1992) donne la conditions nécessaire suivante pour les structurescontreventées (voir figure 4.7) : Sj,ini � 8EIb/Lb

Pour la poutre de 298,5 x 6,3 les propriétés suivantes s'appliquent :

lb = 6175 x 104 mm4, Wel = 414 x 103 mm3, E = 2.1 x 105 N/mm2, Lb = 6000 mm

Par conséquent la rigidité de la poutre est :

EIb/Lb = (2,1 x 105) (6175 x 104)/6000 = 2161 x 106 Nmm/rad = 2161 kNm/rad

Et la rigidité nécessaire pour les structures contreventées est : 8 x 2161 = 17288 kNm/rad

La rigidité des assemblages entre des éléments en CHS est donnée par l'équation 6.2;

toutefois, cette équation n'est valable que pour 0,3 � b � 0,8.

Si toutefois la rigidité est suffisante en considérant que � = 0,8, elle sera alors suffisantepour � = 1,0 car la rigidité s'accroît avec �.

Cb,ip = 1,3E �(2,25 + � – 125) �–1,44

= (1,3) (2,1 x 105) (3,32 x 106) (0,589) (0,02) x 1 = 10,89 x 109 Nmm/rad= 10890 kNm/rad < 17288 kNm/rad

Par conséquent, la rigidité disponible pour � = 0,8 n'est pas suffisante pour considérerl'assemblage rigide.

Par exemple, il peut être vérifié, maintenant, si une preuve expérimentale disponible existe.

Van der Vegte (1995) a fait de nombreux calculs pour les assemblages en T avec � = 1,0et chargés en flexion dans le plan, toutefois le diamètre du poteau était de 406,4 mm. Parconséquent, la rigidité donnée par van der Vegte devrait être corrigée pour l'influence dudiamètre du poteau, ou l'influence du paramètre � entre 0,8 et 1,0 doit être estimée.

Dans (van der Vegte, 1995), la rigidité ne peut être déterminée qu'à partir des figures des résultats d'essais. Pour éviter toutes sortes de nouveaux calculs rendant compte des différentes dimensions, il est plus facile de déterminer l'influence du paramètre � entre0,8 et 1,0.

82

�dc2

1

sin (�+0,4)��3

Des résultats obtenus, il peut être conclus que la rigidité pour � = 1,0 est environ 60% plusélevée que celle pour � = 0,8. L'équation 6.2 représentée graphiquement dans Wardenieret al. (1991) et ici à la figure 6.31, présente une extrapolation linéaire conservatrice entre� = 0,8 et � = 1,0 et avec une augmentation d'environ 60%.

Ceci donne comme résultat pour la rigidité de l'assemblage : 1,6 x 10890 = 17424 kNm/rad.

Figure 6.31 – Rigidité des assemblages en T entre des éléments en CHS.

Étant donné que 17424 > 17288, l'assemblage peut être considéré comme rigide pour desstructures contreventées

Remarque 1 : Au lieu de faire tous ces exercices, ceci peut aussi être vérifié avecl'équation 4.9, si la valeur initialement calculée de Cip = 10890 kNm/rad (pour � = 0,8)aboutissait à une résistance de portique non inférieure de plus de 5% à la résistancesouhaitée. Les limites données auraient comme résultat 5793 � 10890 � 36782 ce quisignifie que la rigidité de 10890 kNm/rad serait acceptable. Ceci montre aussi que mêmepour de grands écarts de la rigidité, l'influence sur la résistance de la structure est faible.

Remarque 2 : Si la structure dans cet exemple avait été une structure non contreventée,la rigidité requise aurait été :

Sj,ini � 25EIb/Lb = 25 x 2161 = 54025 kNm/rad

Une sélection de profils plus épais de 20% et avec un diamètre réduit de 20% aurait eules effets suivants sur la rigidité, d'après l'équation 6.2 :

(0,8)3 = 0,92

83

�0,81,2�

–1,44

L'effet favorable de la réduction du rapport � est neutralisé par la réduction du diamètre etla rigidité en résultant est pratiquement la même.

En conservant les mêmes diamètres d'éléments et en augmentant l'épaisseur du poteau,on obtient un effet considérable sur la rigidité de l'assemblage. Cependant, cela conduitégalement à des coûts matériels plus élevés; par conséquent, d'un point de vueéconomique, il est préférable ici d'adopter la rigidité déterminée préalablement dansl'analyse de la structure.

Vérification de la résistance de l'assemblage

Les formules pour la résistance de l'assemblage sont données à la figure 6.2. Il est aussi possible d'utiliser le graphique de dimensionnement du guide No. 1 (Wardenier et al., 1991) qui est donné ici à la figure 6.32.

Figure 6.32 – Graphique de dimensionnement pour les assemblages de CHS chargés dans le plan pardes moments de fléxion.

À partir du graphique de dimensionnement :

Pour = 29,85: Cb,ip = 0,67 (car db > dc – 2tc)

Pour = 1,6: M*b,ip = 0,67 � 1,6 � f(n’) � Mb,pl = 1,07f(n’) � Mb,pl

En supposant que la contrainte de compression dans le poteau est 0,6 fc,y, alors n’ = –0,6et f(n’) = 1 + 0,3n’ – 0,3(n’)2 = 0,71

M*b,ip = 0,76 Mb,pl

84

dctc

fc,y � tcfb,y � tb

Par conséquent, pour les structures contreventées, cet assemblage est un assemblagerigide à résistance partielle et pour les structures non contreventées un assemblagesemi-rigide à résistance partielle.

Exemple 2 : Poutres et poteaux en RHS

La figure 6.33 montre un assemblage en X d'une poutre et d'un poteau en RHS. Pour cesassemblages, aucune formule n'est disponible pour déterminer la rigidité. Néanmoins, desindications peuvent être tirées de la littérature, par ex. Yu (1997). Par rapport à desassemblages de profils en CHS ici le paramètre � = hb/bc peut ici aussi être envisagé carles profils peuvent être rectangulaires au lieu de carrés.

Figure 6.33 – Assemblage d’éléments en RHS.

Vérifiez si l'assemblage peut être considéré comme articulé

L'Eurocode 3 (CEN 1992) définit que l'assemblage peut être considérée comme articulé sila condition suivante est remplie (voir figure 4.7) :

Sj,ini < 0.5EIb/Lb

Pour la poutre 200 x 120 x 6,3 les propriétés suivantes s'appliquent :

Ib = 2065 x 104 mm4, Wb,el = 207 x 103 mm3, Wb,pl = 253 x 103 mm3

E = 2,1 x 105 N/mm2, Lb = 4000 mm

Par conséquent 0,5EIb/Lb = 0,5(2,1 x 105) (2065 x 104)/4000 = 542 x 106 Nmm/rad

= 542 kNm/rad

Pour la rigidité de l'assemblage les paramètres d'assemblage suivants sont importants :

� = 120/200 = 0,6; 2� = 200/8 = 25; � = 200/200 = 1,0

85

Poteau 200 x x 200 x 8

Poutres 200 x 120 x 6,3

Nuance acier fy = 355 N/mm2

Dans Yu (1997) une représentation graphique des résultats d'essais (voir figure 6.34) estdonnée pour ce type d'assemblage pour :

� = 0,6 ; 2� = 24 ; � = 2� = 1,2

Figure 6.34 – Résultats numériques de Yu (1997) pour les assemblages en X chargés par desmoments de flexions dans le plan.

Les paramètres sont pratiquement les mêmes que pour l'assemblage considéré, sauf queles dimensions dans les essais étaient différentes, c'est à dire bc = 150 mm au lieu de 200mm. Par conséquent, l'influence de bc doit être intégrée aux résultats de Yu et l'effet de �doit être compris par interpolation entre � = 0,6 et � = 1,2. Les deux lignes droites de lafigure montrent la raideur initiale et la raideur de la résistance de l'assemblage (à 3%bo),interpolée à � = 1.0.

Comme indiqué sur la figure, la courbe du moment de rotation est fortement bilinéaire. Larotation initiale �i est donnée par :

�i = 2�i/hb

Pour � = 1,67� = 1,0 et pour Mb,ip = 10 � fc,y � tc2 � bc : �i = 1,9 mm 86

Déplacement

ainsi, �i = 2 x 1,9/150 = 0,02533 pour

Mb,ip = 10 x 355 x (6,25)2 x 150 = 20,8 x 106 Nmm = 20,8 kNm

Cip = Mb,ip/�I = 821 kNm/rad

Le déplacement local est proportionnel à bc et réciproque à tc (comparez à une poutresous une charge uniformément répartie). Ainsi, le déplacement local dans cet examples’avère être (200/150) (6,3/8) fois plus grand. Pour la rotation, le déplacement est divisépar la demi hauteur de la poutre (hc = �bc), ainsi la rotation est une fonction de bc/�. Notezque dans les deux cas la rotation es considérée pour �=1.

En conséquence, pour l’example, la rigidité initiale est donnée par :

Cip = 821 = 709 > 542 kNm/rad

ainsi, on peut conclure que selon Eurocode 3, l’assemblage ne peut pas être considérécomme articulé.

La rigidité quand la résistance de moment de l’attache (3% bc) est atteinte donne:

�i = 6,6 millimètres au lieu de 1,9 millimètres pour � = 1,67 � = 1,0 et pour Mb,IP =10 · fc,y · tc · bc

En conséquence la raideur en rotation descend à:

· 709 = 204 kNm/rad < 542 kNm/rad

C’est inférieur à la limite et sur la base de la rigidité, l’assemblage peut être classé commeun assemblage articulé, si l’attache a une capacité suffisante de rotation.

Vérification de la résistance de l'assemblage.

Les formules pour la résistance de l'assemblage sont données à la figure 6.5.

M*b,ip = 355 x 82 x 200 + + f(n) = 28 x 106 f(n) Nmm

= 28 x f(n) kNm

La capacité de la poutre est :

Mb,pl = (253 x 103) (355 x 10–6) = 89,8 kNm >> 28 x f(n) kNm

(Remarque : les deux profils peuvent être classés comme des profils de classe 1).

Par conséquent, cet assemblage devrait être classé comme un assemblage semi-rigide àrésistance partielle.

�200200

(1–0,6)2

(1– 0,6)0,5� 200200

2

1

87

34

34

2

1.96.6

150200

86.25

200150

3

� � � � � �4 3

· ·

Exemple 3 : Poutres en I et poteaux en CHS

La figure 6.35 donne une structure avec des poutres en I soudées sur les deux côtés d’unpoteau en CHS.

Poteaux : 273 x 6 poutres : IPE360

Pour la poutre IPE 360 les propriétés suivantes s'appliquent : Ib = 16270 x 104 mm4; Wb,el = 904 x 103 mm3; Wb,pl = 1020 x 103 mm3

E = 2,1 x 105 N/mm2; Lb = 6000 mm

La nuance d'acier des poutres et des poteaux est S235 avec une limite d'élasticitéminimale spécifiée de fy = 235 N/mm2.

La poutre en I a été dimensionnée à l'origine pour une charge uniformément répartie enconsidérant des assemblages articulés.

Vérifiez si la charge sur les poutres IPE 360 peut être augmentée sur la base d'uneanalyse rigide plastique.

Figure 6.35 – Assemblage soudé entre des IPE 360 et des CHS 273 x 6

Pour les assemblages avec les poteaux de 273 x 6 les paramètres d'assemblage sont :

� = 170/273 = 0,62; 2� = 273/6 = 45,5

88

Vérification de la résistance de l'assemblage

Le moment résistant de l'assemblage est donné à la figure 6.11.

M*b,ip = 360 (1 + 0,25 ) x 235 x 62 x f(n’) = 40,675 x 106 f(n’) Nmm

= 40,7 f(n’) kNm

Supposons que n’ = – 0,7, alors, selon la figure 6.11 : f(n’) = 1 + 0,3 n’– 0,3n’2 = 0,64

(N.B.: selon l'équation 6.18 et en considérant que n~ n ’ :

f(n) = 1 – 0,25n2 x 45,50.3 = 1 – 0,79 n2 = 0,61)

Par conséquent M*b,ip = 40,7 x 0,61 = 26 kNm.

Vérifiez le poinçonnement.

fb tb,f � 1,16 fc,y � tc où fb � 1,16 (6/12,7) · fc,y

donc :fb � 0,55 fc,y et fb � 129 N/mm2.M*b,ip = Wb,el x fb = (904 x 103) x 129 = 116,4 x 106 Nmm = 116,4kNm > 26 kNm.

Le poinçonnement n'est pas critique.

Le moment résistant plastique de l'IPE 360 est :

Wb,pl � fb,y = (1020 x 103) x (0,235) = 240 x 103 kNmm = 240 kNm.

Ceci signifie que la résistance totale de la poutre et de l'assemblage est :

M*b,ip + Wb,pl fb,y = 26 + 240 = 266 kNm,

et que la résistance de l'assemblage donne, dans ce cas, une augmentation de seulement 10,6%de la résistance totale si les conditions de rigidité et/ou de résistance de rotation sont remplies.

Vérifiez si la rigidité de l'assemblage est suffisante pour atteindre le moment résistantde l'assemblage avant que la poutre n'atteigne en son milieu la résistance de rotation

La rigidité de l'assemblage est donnée par les équations 6.13 et 6.16 :

Cb,ip = 6,8 E tc � (2�)–1,3 (hb – tb)2/2Cb,ip = 6,8 (2,1 x 105) (6) (0,62) (45,5)–1.3 (360 – 12,7)2/2 = 2240 x 106 Nmm/rad

= 2240 kNm/rad

La limite pour considérer un assemblage articulé est (voir figure 4.7) :

Sj,ini < 0,5EIb/Lb0,5EIb/Lb = 0,5 (2,1 x 105) (16,270 x 104) /6000 = 2847 x 106 Nmm/rad

= 2847 kNm/rad

Cb,ip = 2240 < 2847, par conséquent l'hypothèse d'origine d'un assemblage articulé estcorrecte.

360273

51– 0,81�

89

Avec cette faible rigidité d'assemblage, le moment résistant plastique au centre de lapoutre sera atteint en premier; et il faudra par conséquent vérifier si la résistance del'assemblage est atteinte avant que la poutre n'atteigne la résistance de rotation.

On suppose que la poutre a une résistance de rotation R = 3, ce qui signifie queconformément à la définition de R la poutre peut tourner de (R + 1) �pl = 4�pl.

Il est considéré que dans la rotule plastique, lorsque le moment plastique est atteint, quela plastification se produit sur les fibres extérieures de la poutre des deux côtés de la rotulesur une distance égale à la hauteur de la poutre, par conséquent une distance totale de2hb, donc l'allongement �L sur les fibres extérieures est égale à 2hb� y.

La rotation de la rotule plastique de la poutre est par conséquent :

� = 4 = 4 = 16 = 18 x 10–3 rad

En considérant une situation rigide plastique, donc en négligeant la partie élastique,l'assemblage tournera de :

0,5� = 9 x 10–3 rad.

Pour cette rotation, la résistance au moment de l'assemblage sera :

0,5� · Cb,ip = (9 x 10–3) 2240 = 20,2 kNm

Ceci est inférieur au moment résistant de l'assemblage M*b,ip = 26 kNm à l'état-limiteultime et l'augmentation réelle de la résistance s'obtient en incluant la résistanced'assemblage qui est de 20,2kNm, ce qui donne une résistance totale de l'assemblage etde la poutre de :

20,2 + 240 = 260,2 kNm

Remarque : Dans cet exemple la rotation du poteau a été négligé.

Exemple 4 : Assemblages boulonnés de poutres en I et de poteaux en RHS

Un assemblage réalisé par flowdrill est envisagé pour plusieurs assemblages de poutresen I-poteaux en RHS.

Pour ces assemblages la rigidité n'est pas seulement influencée par la rigidité de la face du poteau mais aussi par la géométrie de la platine d'extrémité. La manière la plussimple est de calculer les assemblages comme articulés, par exemple, en utilisant desplatines d'extrémité relativement minces et de hauteur partielle pour les poutres.Autrement la rigidité doit être obtenue à partir des essais de la littérature ou de calculsnumériques. Par exemple, certains essais réalisés par France et al. (1999, 1999a) sontmontrés à la figure 6.36.

Les poteaux étaient 200 x 200 avec une épaisseur allant de 6,3 à 12,5 mm. L'acier utiliséétait de nuance S275, et la limite d'élasticité réelle du poteau variait de 300 à 340 N/mm2.

fb,y

E

2hb� y

0,5hb

�L

0.5hb

90

Figure 6.36 – Assemblage poutre en I-poteau en RHS avec platines d'extrémité de hauteur partielleet complète (France et al. 1999, 1999a)

La figure 6.37 montre une comparaison entre les courbes du moment de rotation d'uneplatine d'extrémité complète et une de hauteur partielle entre un profil UB 457 x 152 x 52UB et un poteau RHS 200 x 200 x 8. Aussi, l'hypothèse d'une articulation pour une travéede 7,5 m est la plus appropriée. L'assemblage avec platine d'extrémité complète estclassé comme un assemblage semi-rigide et l'assemblage avec une platine d'extrémité dehauteur partielle est considéré comme articulé

Figure 6.37 – Courbe du moment de rotation d'un assemblage avec platine d'extrémité de hauteurpartielle et complète.

91

De ces recherches on peut déduire que si l'épaisseur de la platine d'extrémité complèteest d'environ 1,5 fois l'épaisseur du profil RHS, elle peut marginalement contribuer à ladéformation de l'assemblage. C'est à dire que la déformation de la face du RHS est la plusimportante.

L'influence de l'épaisseur du RHS est présentée à la figure 6.38. Par conséquent, commepour l'exemple 2, il est possible d'utiliser les données d'essais disponibles pour ledimensionnement

Figure 6.38 – Courbes du moment de rotation des assemblages avec platines d'extrémité complètesentre un 356 UB et des poteaux en RHS d'épaisseurs différentes

92

93

7 Exigences spéciales pour les charges sismiquesLa charge sismique varie en fonction de la capacité de dissipation d'énergie (oud'absorption) de la structure. Ce fait s'explique par de simples relations entre la réponse à lacharge de cisaillement V (accélération de la réponse multipliée par la masse), et la réponseau déplacement � lorsqu'une structure est sujette à l'impulsion d'une charge à sa base,comme indiqué à la figure 7.1. Si la structure se comporte de manière élastique, la structuresupporte la charge de cisaillement Vel et le déplacement �el. Si, toutefois, la structure seplastifie et atteint la résistance au cisaillement ultime, Vu, la structure supporte ledéplacement. �u. Les énergies dissipées par les deux structures, c'est à dire les zones sousles deux courbes charge-déplacement, sont pratiquement les mêmes.

Figure 7.1 – Rapports entre charge et déplacement d'une structure élastique et non élastique sousl'impulsion d'une charge

Le fait, ci-dessus, rend le dimensionnement sismique différent d'un dimensionnement d'étatultime ordinaire qui considère d'autres charges comme les charges de la gravité ou la force duvent. Si une charge due au vent dépasse la capacité Vu, la structure s'effondre. Mais ceci n'estpas le cas avec la charge sismique. Au contraire, un dimensionnement sismique nécessite quela structure ne s'effondre pas même lorsque le déplacement maximum est atteint �u.

Par conséquent, les codes sismiques existants définissent les charges de tremblementsde terre comme une fonction de la capacité de dissipation d'énergie des structures. Plusconcrètement, le facteur de comportement q de l'Eurocode 8 (CEN1994), le facteur deréduction R du Code de Construction Uniforme (ICBO1997) et le facteur decaractéristiques structurelles Ds du Code de Construction Japonais (BCJ 1997) jouent unrôle similaire en réduisant le spectre de réponse élastique pour obtenir le spectre deréponse de dimensionnement, en tenant compte des différentes caractéristiques dedissipation des différents types de structures. Par ailleurs, tous ces codes spécifient desrègles détaillées pour les éléments structurels et les portiques afin d’assurer que lastructure peut dissiper une certaine quantité d'énergie correspondant au facteur deréduction.

Un autre point rend le dimensionnement sismique différent du dimensionnement d'étatlimite ultime ordinaire; il s'agit du fait que la charge d'impulsion n’est pas appliquée uneseule fois mais de façon cyclique, même si le nombre de cycles d'impulsions majeures esttrès petit, par exemple 2 ou 3 cycles. Néanmoins, des parties de la structure sont bien

Rép

onse

à l'

effo

rt t

ranc

hant

Réponse en déplacement

94

allongées jusque dans la zone de renforcement par écrouissage cyclique. Cette sollicitationcyclique à froid détériore rapidement la ténacité du matériau ce qui peut entraîner une ruinenon ductile des éléments structurels, démarrant fréquemment sur des points critiques dans lesassemblages soudés. Les ruines non ductiles sont indésirables et doivent être évitées. Si lastructure est conçue pour rester presque élastique, même lors de tremblements de terreintenses, la détérioriation du matériau due au durcissement par écrouissage à froid est à éviter.Cependant, maintenir une structure de bâtiment ordinaire presque élastique dans l'éventualitéd'un tel événement n'est pas souhaitable, en termes économiques, et cela n'est généralementpas étudié, à moins que la structure ne soit isolée du sol grâce à des dispositifs spéciaux.

La partie suivante de ce chapitre évoque les conditions spéciales pour un calcul derésistance aux tremblements de terre des assemblages poutre-poteaux, en plus de cellesnécessaires pour le calcul aux états limites ultimes ordinaires. Les descriptions suiventgénéralement le format de l'Eurocode 8 même si les procédures de dimensionnementadoptées dans l'Eurocode 8 sont similaires à celles adoptées dans d'autres codes tels quele Code de Construction Uniforme ou le Code de Construction Japonais (la Loi japonaisesur les Normes de Construction, ses lois subsidiaires et les réglementations émises par leMinistre du Territoire, des Infrastructures et des Transports). Ci- après, ces différentesdispositions sont appelées génériquement le Code de Construction Japonais.

7.1 Comportements structurels dissipatifs et non dissipatifs

L'Eurocode 8 recommande les deux concepts de dimensionnement suivants :

a) Comportement structurel dissipatif

b) Comportement structurel non-dissipatif

Dans le concept a), la résistance des pièces de la structure (appelées zones de dissipation)pour résister aux charges des tremblements de terre au delà de leur domaine élastique estprise en compte. Les éléments et assemblages des zones dissipatives supportent laplastification ou le voilement et participe à la dissipation de l'énergie introduite pendant lestremblements de terre par comportement hystérésis. Lors du calcul des charges detremblements de terre, le facteur de comportement q doit être considéré supérieur à 1,0selon la capacité de dissipation d'énergie de la structure. Les valeurs du facteur decomportement sont indiqués, ci-après, au paragraphe 7.3.

Dans le concept b), une analyse de portique est basée sur une analyse élastique sans tenircompte du comportement non linaire du matériau . Lorsque des charges de tremblement deterre doivent être calculées, le facteur de comportement (ici le facteur de réduction) q est priségal à 1. Pour les structures conçues à l'aide du concept b) la résistance des éléments et desassemblages peut être évaluée selon les règles présentées dans Eurocode 3 (CEN 1992), sansavoir besoin de remplir les conditions de ductilité présentées dans ce chapitre. Le concept dedimensionnement b) peut être utilisé pour les structures dans des zones à faible risquesismique, les structures élancées en treillis, et les structures isolées et il ne sera plus évoquédans ce chapitre.

7.2 Matériaux

Les tremblements de terre de 1994 à Northridge et de Kobe en 1995 ont tous deux pris lesprofessionnels de la construction par surprise puisque de nombreux assemblages soudés,dans des ossatures de bâtiments modernes, se sont montrés fragiles. Des ruptures sontapparues plus fréquemment dans les zones des soudures avec chanfrein des semellesinférieures de poutres. Particulièrement à Northridge, des ruptures fragiles ont été initiées à unniveau très faible de sollicitation plastique et, dans quelques cas alors que les structuresrestaient élastiques. La faible ténacité du métal soudé issu d'électrodes appelé AWS E70T-4 et

95

des procédures de soudage à fort dépôt ont prouvé avoir joué un rôle important dans lasurvenue des ruptures fragiles (Fisher 1997). La tendance actuelle dans les codes sismiquesest d'imposer des conditions de ténacité plus rigoureuses sur l'acier à utiliser dans les zonesdissipatives.

L'Eurocode 8 spécifie que l'acier dans les zones dissipatives devrait être conforme à l'EN10025 (CEN 1993). La résilience minimale requise sur éprouvette avec entaille en V (CVN)varie de 27 joules à 20 ºC à 40 Joules à –20 ºC, en fonction de la nuance de l'acier. Lesrecommandations de IIW et du CIDECT, pour le dimensionnement à la fatigue desassemblages en profils creux (IIW 1999, Zhao et al. 2000), récemment révisées, spécifientun acier ISO 630 ainsi que des profils creux finis à chaud ou formés à froid selon lesnormes EN 10210-1(HF) et EN 10219-1(CF) (CEN 1994a, 1997a), avec dans les deux casla même résilience CVN minimale que l'EN 10025, voir le guide de dimensionnement duCIDECT sur la fabrication, l'assemblage et le montage pour de plus amples détails (Duttaet al. 1998). Les critères de dimensionnement FEMA (2000) recommandent 27 J à 21 ºCpour le métal de base et 27 à –29 ºC et 54 J à 21 ºC pour le métal d'apport comme valeursminimales requises de la résilience CVN requises. Il faut aussi noter le fait que la majeurpartie des études expérimentales, qui composaient la base de ces recommandations,utilisaient des matériaux qui ont montré avoir des propriétés de ténacité très supérieuresà la condition minimale de 27 J à 0 ºC couramment recommandée par les autorités de laconstruction japonaises.

Les autres propriétés mécaniques importantes nécessaires pour les zones dissipatives sont lalimite d'élasticité et le rapport limite d'élasticité / résistance à la rupture. Ces conditions sontimposées pour s'assurer que la structure présente le même mécanisme d'effondrementpendant les tremblements de terre que celui prévu au stade du calcul et, elles seront évoquéesplus loin dans ce chapitre. L'Eurocode 8 recommande que la plage de variation de la limited'élasticité et de la résistance à la rupture de l'acier utilisé à la fabrication soit spécifiée.

7.3 Types structurels et facteurs de comportement

Les ossatures des bâtiments en acier résistent aux charges sismiques horizontales grâceà des portiques résistants au moment ou à des cadres contreventés. Lorsque desportiques résistant aux moments et des cadres contreventés sont utilisés en combinaison,ces ossatures sont appelées structures doubles dans l'Eurocode 8 ainsi que dans le Codede Construction Uniforme. Les portiques résistants aux moments résistent aux chargeshorizontales grâce à des éléments travaillant essentiellement en flexion. Dans cesstructures, les zones dissipatives sont principalement situées sur des rotules plastiquesproches des assemblages poutre-poteau et l'énergie est dissipée au moyen d'une flexioncyclique. Les cadres contreventés résistent aux charges horizontales par des forcesaxiales dans les contreventements. Dans ces cadres, les zones dissipatives sontprincipalement situés dans des contreventements en traction et/ou compression. Lescadres contreventés sont en général beaucoup plus rigides et robustes que les portiquesrésistants aux moments. Néanmoins les portiques résistants aux moments ont unecapacité de déformation très supérieure à celle des cadres contreventés. l'Eurocode 8recommande des valeurs de facteur de comportement selon le type de structures commeindiqué à la figure 7.2, cependant ces valeurs ne sont applicables uniquement lorsque lesrègles de détails montrées aux chapitres 7 – 8 sont remplies.

Remarquez que les contreventements en traction ont une capacité de dissipationd'énergie très supérieure aux contreventements en compression. Les valeurs du facteur qdans l'Eurocode 8 sont inférieures aux facteurs R du Code de Construction Uniforme maissupérieures aux facteurs 1/Ds du Code de Construction Japonais. Ces différences,néanmoins n'ont pas d'influence sur les règles de détail décrites dans ce chapitre.

96

Figure 7.2 – Types de structures et facteurs de comportement selon Eurocode 8.

97

7.4 Assemblages dans les zones dissipatives

L'Eurocode 8 définit les critères suivants pour le dimensionnement sismique :

1 Les parties structurelles des zones dissipatives doivent avoir une ductilité etune résistance adéquates pour que la structure supporte une déformationsuffisante sans se ruiner pour cause d'instabilité générale.

2 Les parties non dissipatives des structures dissipatives et les assemblages desparties dissipatives du reste de la structure doivent avoir une sur-résistancesuffisante pour permettre la plastification cyclique des parties dissipatives.

Pour assurer une résistance suffisante des assemblages, l'Eurocode 8 spécifie les règlesde détail suivantes :

1. La valeur de la limite d'élasticité de l'acier utilisé à la fabricationne ne doit pasdépasser de plus de 10% la valeur fy utilisée pour le dimensionnement.

2. On considère que les assemblages des parties dissipatives faits au moyen desoudures à pleine pénétration (CJP) avec chanfrein (Soudures bout à bout àpleine pénétration) satisfont les critères de sur-résistance.

3. Pour les assemblages boulonnés avec soudure d'angle ou pour lesassemblages boulonnés, les conditions suivantes doivent être remplies. Ellessont aussi applicables aux assemblages des extrémités descontreventements.

a) (Résistance de l'assemblage selon la clause 6 de la partie 1-1 del’Eurocode 3) � 1,2 x (résistance plastique de la partie assemblée).

b) Pour les assemblages boulonnés en cisaillement, la ruine par pressiondiamétrale doit précéder la ruine par cisaillement des boulons.

Il a été démontré après les tremblements de terre de Northridge et Kobe que la règle dedétail pour les assemblages soudés bout à bout mentionnés, ci-dessus, n'est pas toujourscorrecte. D'autres règles de détail pour respecter un critère de sur-résistance suffisant sontexpliquées au paragraphe 7.6.

L'Eurocode 8 permet des assemblages qui sont conçus pour contribuer de manièresignificative à la capacité de dissipation d'énergie inhérente au facteur q choisi. Lesconditions de sur-résistance nécessaires ne s'applique pas pour ces assemblages. Maisces assemblages doivent utiliser des systèmes spéciaux vérifiés de manière expérimentaleet ne sont donc pas adaptables pour le travail de dimensionnement ordinaire en bureaud'études. La seule exception faite à ces assemblages difficiles est le panneau d'âme depoteau, décrit au paragraphe 7.7.

7.5 Dimensionnement poutre faible-poteau fort

La formation de rotules dans les poteaux, et non pas dans les poutres n'est passouhaitable car ceci pourrait entraîner la formation d'un mécanisme entre étages (voirfigure 7.3) dans lequel les dommages sont concentrés uniquement sur quelques étages,et où peu d'éléments participent à la dissipation d'énergie. De plus, ce mécanisme peutentraîner un dommage local sur les poteaux qui sont des éléments porteurs critiques decharges de gravité.

98

Figure 7.3 – Comparaison des mécanismes d'effondrement souhaitables et non souhaitables.

L'Eurocode 8 précise : “Les portiques résistants aux moments doivent être conçus de tellesorte que des rotules plastiques se forment dans les poutres et non pas dans les poteaux.Cette condition est levée à la base de l'ossature, au niveau du dernier plancherd'immeubles de plusieurs étages et pour les immeubles à un étage”. Les DispositionsSismiques de AISC (1997a, 2000) incluent aussi des rapports qui doivent être vérifiés pourfournir une condition nominale de dimensionnement de poteau fort-poutre faible, même siles équations de AISC ne sont pas suffisantes pour empêcher la formation de rotules depoteaux dans les structures réelles. Les Directives Intermédiaires de SAC (1999) ainsi quele FEMA Design Criteria (2000) conseillent une formule beaucoup plus détaillée pourassurer la robustesse des assemblages poteau fort-poutre faible. La formule fait resortir unaccroissement vraisemblable de la limite d'élasticité du matériau de la poutre et lesemplacement des rotules plastiques dans les assemblages renforcés de poutre-poteau.

Le guide de dimensionnement japonais pour les poteaux formés à froid (BCJ 1996) recommande quela somme des moments résistants plastiques des poteaux soit 1,5 fois plus élevée que la somme desmoments résistants plastiques des poutres, les deux étant calculées à l'aide des limites d'élasticiténominales, à chaque assemblage. Le rapport de 1,5 est le résultat d'un jugement d'ingénierie basé surl'examen des facteurs, ci-après, qui influencent la condition de résistance des assemblages poutrefaible-poteau fort et est égal au rapport donné par le FEMA Design Criteria mentionné ci-dessus.

1. Lorsque des charges sismiques horizontales agissent diagonalement surl'axe principal de l'immeuble, les poutres dans les deux sens participent autransport des moments de flexion vers les poteaux Par conséquent, lespoteaux doivent être 1,4 fois plus robustes que les poutres.

2. Les poutres sont fréquemment conçues comme des éléments compositesavec des dalles en béton.

3. Le caractère variable de la limite d'élasticité des matériaux de la poutre et dupoteau fournit une certaine probabilité que les poteaux soient plus faibles queles poutres.

4. Les modes de vibration les plus élevés pendant les réponses auxtremblements de terre peuvent entraîner une concentration du moment deflexion sur un côté des poteaux.

7.6 Assemblages avec moment poutre-poteaux (assemblages rigides etcomplètement résistants)

La figure 7.4 présente un exemple d’assemblage poutre-poteau avec des moments deflexion dans la poutre découlant des charges horizontales.

Figure 7.4 – Exemple d'assemblages poutre-poteau avec les détails conventionnels.

Le moment de flexion à l'extrémité de la poutre, Mpl est contrôlé par un voilement localou une combinaison avec un déversement local de la poutre, à moins qu'une ruine entraction ne régisse la charge maximale. L'Eurocode 8 précise que le rapport largeur surépaisseur des éléments plats, des zones dissipatives des portiques, résistants au momentdoit être dans l'intervalle des profils compacts de classe 1 et que le déversement latéralprématuré des poutres soit évité selon la clause 5.5.2 de l’Eurocode 3. De plus, l'Eurocode8 indique que les assemblages poutre-poteau doivent avoir une sur-résistance suffisantepour permettre aux rotules plastiques de se former dans les poutres. La clause 6.9.6.3 del’Eurocode 3 recommande de respecter l'inégalité suivante pour les assemblages rigidesà résistance complète .

Mj, end* � 1,2Mpl* ..................................................................................................7.1

où Mj,end* est la résistance à la flexion de l'assemblage à l'extrémité de la poutre.Concrètement, le facteur de résistance de = 1,2�Msoudé/�M0 = 1,36 ou supérieur estconseillé pour que les rotules plastiques aux extrémités de la poutre aient la capacité derotation suffisante pour un mécanisme structurel global. Une valeur typique pour recommandée dans le code de construction Japonais est 1.3, même si plusieurs valeursdifférentes sont proposées dans les publications AIJ en fonction des matériaux utilisés etdu type d'assemblages. Pendant les tremblements de terre de Northridge et Kobenéanmoins, beaucoup des assemblages avec moment subirent des ruines en tractiondans les assemblages poutre-poteau, qui avaient été conçus conformément à des règlesde détails similaires à l’Eurocode 8.

99

De vastes études ont été réalisées aux USA et au Japon pour trouver de meilleurs détailset éviter la ruine prématurée en traction des assemblages poutre-poteau. L'un desrésultats importants, qui invalide les détails conventionnels, sera discuté ci-après.

La figure 7.4 présente un détail d'assemblage typique poutre-poteau en RHS. L'assemblagecomporte des plats traversants continus, aussi appelés diaphragmes traversants, dans lacontinuité des semelles de la poutre. Les semelles de la poutre sont soudées aux diaphragmestraversants avec des soudures en bout à pleine pénétration avec chanfrein et latte support.L'âme de la poutre est boulonnée à un seul plat en simple cisaillement qui est soudé en atelierau poteau. Le panneau d'âme du poteau (ou panneau d'assemblage) qui est en fait un tronçonde RHS, soudé à ces deux extrémités aux diaphragmes traversants, n'est pas renforcé; lamême section que la section courante du poteau est utilisée pour le panneau d'assemblage.

Des fissures ont fréquemment démarré en bout des semelles des poutres grugées et auxcratères ou aux pieds des soudures avec chanfrein au niveau de la latte support (en débutet en fin de cordon des joints de soudure d'about) et, elles se sont étendues de manièrefragile à travers les semelles des poutres pendant le tremblement de terre de Kobe. L'unedes raisons de la production fréquente de ruptures dans cette zone est que le manque derésistance à la flexion dans l'assemblage boulonné de l'âme conduit à une surcharge dela semelle de la poutre et des soudures d'about de cette semelle. Concrètement, le platd'attache en cisaillement est soudé à la paroi du poteau, qui résiste à un moment deflexion de l'âme de la poutre par flexion hors du plan de cette paroi mince du poteau. Parailleurs, si les boulons de l'âme glissent, l'assemblage boulonné de l'âme nécessite unedéformation relativement importante pour développer une résistance à la flexionsignificative. (Voir Engelhardt et Sabol, 1996). Par conséquent, les soudures des semellesbeaucoup plus rigides résistent à la plupart des moments de flexion de l'assemblage.L’analyse simplifiée d'un assemblage (Tanaka et al. 1997) présentée, ci-après, démontreclairement comment la surcharge survient.

Deux hypothèses de simplification ont été faites :

1. Un moment minimum de 1,2Mpl ou supérieur est nécessaire pour développerdes rotations suffisantes à l'extrémité de la poutre sous charge cyclique :

2. L'assemblage boulonné de l'âme peut transférer 10% du moment transportépar les semelles. Par conséquent, pour obtenir des rotations plastiquesadéquates, l'inégalité suivante doit être vérifiée.

1,1 Ab,f (hb – tb,f ) fb,u � 1,2 Wpl fb,y ..............................................................7.2

où Ab,f est l'aire de la section transversale de la semelle de la poutre, tandis que Ab,w dansl'équation suivante est l'aire de la section transversale de l'âme de la poutre. Wpl est lemodule plastique de la poutre. La relation, ci-dessus, peut être réécrite comme suit

� . ..........................................................................7.3

Les valeurs typiques de Ab,w /Ab,f pour les profils de poutres laminées sont d'environ 1,5. Cecisignifie qu'à moins que le rapport limite d'élasticité/résistance à la traction ne soit inférieure à0,71, les semelles de la poutre peuvent connaître une rupture au niveau des joints poutre-poteauavant de développer une rotation plastique adéquate. L’Eurocode 3 indique que le rapport limited'élasticité/résistance à la traction du matériau de la poutre doit être inférieur à 1/1,2 = 0,83.Cette valeur limite est insuffisante pour empêcher une rupture aux extrémités des semelles dela poutre.

100

fb,y

fb,uAb,wAb,f

1 + 0,275

1

Les détails de l'assemblage présentés à la figure 7.4 étaient inadéquats pour atteindre lecomportement ductile. Si des défauts sont présents dans les soudures, une rupture fragilepeut survenir. Des améliorations des détails d'assemblage sont nécessaires, elles serontdiscutées dans le chapitre suivant.

Il faut noter ici que le facteur de résistance est une mesure indirecte pour assurer unecapacité de rotation suffisante d'une rotule plastique dans l’élément adjacent àl'assemblage. Le paramètre varie selon plusieurs facteurs, tels que le rapport largeur-épaisseur des parties planes de l’élément ainsi que selon l'objectif de performance del'ossature du bâtiment. Même si est une mesure qui peut être facilement utilisée pourdimensionner les assemblages, il est beaucoup plus simple de spécifier l'angle dedéviation entre-étages pour atteindre un certain objectif de performance. Le FEMA DesignCriteria (2000), comme résultat de recherches analytiques non linéaires, recommande lesangles de déviation minimums entre-étages, présentés dans le tableau 7, jusqu'auxquelsles assemblages peuvent supporter les sollicitations maximales des tremblements de terresans dégradation de la résistance ou sans ruine complète conduisant à l'effondrementglobal de la structure.

Tableau 7.1 – Valeurs qualificatives minimales des angles de déviation entre-étages pour des systèmed'ossature avec moment ordinaire et avec moment spécial selon FEMA 350

Les joints à l'extrémité du poteau sont généralement conçus comme des soudures en boutavec chanfrein et latte support. Cependant, lorsque des poteaux en RHS formés à froidsont utilisés, des fissures peuvent se former dans les HAZ des angles du profil RHS ets'étendre rapidement sous des charges cycliques non élastiques. La détérioration dumatériau par écrouissage pendant la fabrication a été rendu responsable dudéveloppement prématuré de fissures ductiles et de leur évolution vers une rupture fragile.D'anciens résultats d'essais ont montré que la capacité de rotation des poteaux en RHSformés à froid a été considérablement réduite par les développements précoces defissures, même si les moments maximums aux extrémités des poteaux atteignaient desvaleurs supérieures à Mpl. Si les poteaux ne sont pas interrompus par des diaphragmesau niveau de l'assemblage poutre-poteau, les développement des fissures sontsupprimés. L'un des derniers exemples est un assemblage avec des diaphragmes internescomme décrit au paragraphe 8.5.

101

Remarque :Le portique résistant au moment ordinaire (OMF) est un portique résistant au moment quin'a pas d'exigences spéciales de détails pour un comportement ductile. Le portique résistant aumoment spécial (SMF) est un portique résistant au moment avec des détails spécifiques pour fournirun comportement ductile conforme aux exigences données dans ce Chapitre.

�SD prend la valeur �, pour la laquelle survient soit une ruine de l'assemblage soit une dégradationde la résistance de l'assemblage jusqu'à une valeur inférieure à la résistance plastique nominale. �Uprend la valeur �, à laquelle les dommages sur l'assemblage sont si graves que ses possibilités derester stable sous les charges de gravité sont incertaines.

Système structurel

OMF 0,02 0,03

SMF 0,04 0,06

Angle de déviation requisdégradation en résistance

�SD (radians)

Angle de déviation requissituation ultime

�U (radians)

102

Les ruines aux extrémités des poteaux dues aux fissures peuvent être empêchées enréalisant un calcul de portique dans lequel les poteaux sont toujours plus forts que lespoutres. En outre, dans de nombreux cas, les moments maximums aux extrémités dupoteau sont limités par la plastification des panneaux d'âme du poteau, comme discutéau paragraphe suivant. Cependant, si une analyse de l'ossature indique que tous lespoteaux dans un étage en particulier ont des rotules plastiques aux extrémités supérieureet inférieure, l'ossature est considérée comme subissant un mécanisme d'étage. Dans cecas, la résistance des poteaux de cet étage en particulier doit être accrue. Deux approchespour le calcul de l'ossature ont été proposées. L'une consiste à réduire le facteur q(augmentation du facteur Ds) pour cet étage (Akiyama 1994), tandis que l'autre consiste àréduire la résistance de calcul des poteaux de cet étage. (BCJ 1996). La formation derotules uniquement à la base de l'ossature ou seulement au niveau du plancher supérieurau dernier étage d'un bâtiment à plusieurs étages ne constitue pas un mécanisme d'étage.

7.7 Panneau d'âme d'un poteau

L'équation suivante évalue la résistance au cisaillement du panneau d'âme de poteaucomme indiqué à la figure 7.5 (AIJ 2001).

Figure 7.5 – Panneau d'âme d'un poteau encadré par des semelles et des raidisseurs.

Vc,w* = Ac,w ......................................................................................7.4

où Ac,w est la zone de cisaillement du panneau d'âme du poteau et est calculée par :

Ac,w = 2(hc,w – tc,w) tc,w

pour les poteaux en CHS et RHS, où hc,w et tc,w traduit la hauteur et l'épaisseur despanneaux d'âme en CHS et RHS, respectivement. n signifie la contrainte moyenne dans le

fc,y

3I – n2

103

panneau d'âme du poteau divisée par la limite d'élasticité du panneau. L'équation 7.4 estapplicable aux poteaux en CHS et RHS, à condition que des raidisseurs transversauxexistent aux niveaux des semelles de la poutre. L'équation, ci-dessus, est mieux adaptéeà ces poteaux en profil creux que celle de l'annexe J de l'Eurocode 3, la dernière étant plusadaptée aux poteaux en profil en H. Les assemblages dans les portiques résistants aumoment doivent être conçus pour répondre à l'inégalité suivante :

Vc,w* � Vc,w ................................................................................................7.5

où l'effort de cisaillement de calcul Vc,w peut être calculée par :

Vc,w = – ..................................................................7.6

Dans l'équation ci-dessus les charges de calcul qui agissent sur le panneau d'âme dupoteau sont représentées par Mb1, Mb2, Vc1 et Vc2 qui indiquent, respectivement lesmoments de flexion des poutres sur les côtés droits et gauches et les charges decisaillement des poteaux sur les côtés inférieurs et supérieurs (voir figure 7.5).

La rotation élastique du panneau d'âme du poteau �el,c,w à cause du cisaillement peutêtre évalué par l'équation suivante.

�el,c,w = ............................................................................................7.7

où GAc,w est la rigidité initiale au cisaillement du panneau d'âme du poteau et à la mêmeforme pour les poteaux en CHS et RHS.

Le panneau d'âme du poteau supporte une déformation de cisaillement � d'environ 0,5 à0,6% lorsque la charge de cisaillement atteint la valeur donnée par l'équation 7.4 selon lesrésultats d'anciens essais. Cependant, le panneau est capable de supporter uneaugmentation supplémentaire de charge, découlant de l'écrouissage, une charge montrantun comportement charge-déformation stable. L’annexe J de l’Eurocode 3 précise :

“Un assemblage poutre-poteau dans lequel la résistance du moment calculéMj,cf* est gouvernée par la résistance de calcul au cisaillement du panneau d'âmedu poteau, peut être considéré comme ayant la capacité de rotation adéquatepour une analyse plastique globale.”

Par conséquent, une plastification modérée du panneau d'âme du poteau a un effetbénéfique sur l'accroissement de la performance de résistance au moment des portiquesparce qu'il peut participer à la dissipation de l'énergie d'entrée. La plastification excessived'un panneau d'âme du poteau doit néanmoins être évitée parce que une déformation decisaillement importante dans le panneau induit une flexion locale du poteau ou dessemelles de la poutre dans la régions adjacente aux soudures en bout avec chanfrein. Cecipeut induire un développement prématuré de ruines par traction dans ces régions.

Si le panneau d'assemblage a le même profil transversal que celui des poteaux des deuxcôtés de l'assemblage, le panneau d'âme du poteau est généralement plus faible que lespoteaux. Un dimensionnement plutôt inhabituel, dans lequel la hauteur de la poutre estsupérieure de 1,5 fois à la hauteur du poteau est une exception à ceci. La plastification dupanneau d'âme du poteau permet par conséquent d'éviter la formation de rotules dans lepoteau. De plus, la plastification du panneau d'âme du poteau a la même fonction que lesrotules plastiques aux extrémités de la poutre des deux côtés de l'assemblage.

Mb1 + Mb2

hb – tb,f

Vc,w

GAc,w

Vc1 + Vc2

2

Un exemple de mécanismes d'effondrement qui accompagnent la plastification dupanneau d'âme du poteau est montré à la figure 7.3 (b). Les assemblages à deux facessont plus facile à plastifier dans les panneaux d'âme du poteau, tandis que lesassemblages à une face peuvent plus facilement présenter une rotule plastique àl'extrémité de la poutre. Le mécanisme d'effondrement présenté à la figure 7.3 (b) nemontre pas de formation de rotules dans les poteaux, sauf à la base et au niveau dudernier plancher. Par conséquent un mécanisme d'étages est évité et la plupart des partiesde l'ossature peuvent contribuer à la dissipation d'énergie.

104

105

8 Assemblages rigides (à résistance complète)

Les assemblages poutre-poteau peuvent être une option avantageuse pour ledimensionnement antisismique, car une certaine quantité d'énergie peut être dissipéedans ces assemblages et, parce que les excès de contraintes indésirables, dans les zoneslocales d'assemblage, qui induisent des ruptures fragiles doivent être évités. Cependant,le développement d'assemblages semi-rigides sûrs, sous une condition de chargecyclique non élastique, nécessite des recherches considérables et n'est pas encoreapplicables pour les dimensionnements ordinaires en bureau. Par conséquent, la plupartdes assemblages poutre-poteau pour les portiques résistants aux moments utilisent desassemblages rigides à résistance complète pour le dimensionnement sismique, sauf pourle panneau d'âme du poteau, pour lequel une plastification en cisaillement est autorisée.Les assemblages de poutres par platine d'extrémité, décrits au paragraphe 8.7, ne sontpas totalement rigides et c’est l'une des rares exceptions aux assemblages rigides.

Pour développer une résistance complète aux moments, des raidisseurs transversaux aupoteau sont généralement nécessaires pour transférer les charges axiales dans les semellesde la poutre. Le raidisseur peut-être un diaphragme traversant, un diaphragme interne ou undiaphragme externe. Le diaphragme traversant, très populaire au Japon, tranfère la chargeaxiale de de la semelle de la poutre directement à l'âme du poteau de la manière la plussimple. L'autre facteur expliquant l'utilisation fréquente des goussets traversants est le faitque la plupart des fabricants japonais ont développés des moyens de production et plusparticulièrement des robots de soudage, plus adaptés pour produire ce type d'assemblages.

Ce chapitre commence avec le dimensionnement des assemblages rigides à résistancecomplète utilisant des diaphragmes traversants, spécifiquement dédiés aux conditions dechargement sismique.

8.1 Assemblages avec goussets traversants pour un soudage en atelier

Les liaisons tronçon de poutre-poteau sont soudées en atelier pour chaque assemblagecomme montré à la figure 8.1. La poutre de portée principale située entre les deuxtronçons de poutres supports est boulonnée. Les diaphragmes traversants sontgénéralement calculés pour être plus épais de 3 à 6 mm que les semelles de poutres.

Figure 8.1 – Assemblages poutre-poteau avec diaphragmes traversants pour soudage en atelier

Même si les assemblages soudés avec chanfrein et CJP entre les semelles de poutre etles diaphragmes traversants semblent être relativement simples et traditionnels, letremblement de terre de Kobe et les recherches menées par la suite ont démontré qu'unerupture fragile peut survenir dans ces assemblages poutre-poteau à moins que desaméliorations ne soient apportées dans les détails d'assemblage et dans les procédures

de soudage. L'une des raisons de ces ruptures fragiles est un excès de contraites dans lasemelle de la poutre et dans les soudures d'about de cette semelle à cause du manquede résistance à la flexion des joints d'âmes soudés, comme discuté au paragraphe 7.6.Cependant, il existe plusieurs autres facteurs qui pourraient déclencher une ruine entraction incluant une rupture fragile des joints.

Une recherche à grande échelle, après tremblement de terre, sur les assemblagespoutrepoteau en RHS avec diaphragmes traversants, a été réalisée à l'aide de plusieursrépliques d'échantillons (AIJ Kinki 1997). Une évaluation des résultats de cette étude arévélé que l'importance de quatre facteurs, influençant la ductilité des assemblagespoutre-poteau, pouvait être estimées en termes quantitatifs, et que la ductilité desassemblages conventionnels et améliorés pouvaient être prédite. (Kurobane 1998). Cetteévaluation est résumée à l’annexe A.

Le tableau 8.1(a) présente les valeurs moyennes et sécurisées (moyenne moins un écarttype) prévisibles de la ductilité des assemblages poutre-poteau et, démontre comment laductilité augmente avec l'amélioration des détails d'assemblage.

Tableau 8.1 – Capacités de rotation des assemblages, poutre-poteau en RHS, conventionels etaméliorés avec des diaphragmes traversants.

La ductilité est représentée par le facteur de déformation plastique cumulée commeindiqué en annexe A. Des profils avec grugeages améliorés et conventionnels sontprésentés à la figure 8.2. La condition d'amélioration indiquée par des “oui et non” dans letableau 8.1 indique qu'une amélioration du grugeage du profil n'a pas d'influence sur laductilité, car la rupture commence dans les zones avec latte support de soudure.

106

107

Figure 8.2 – Détails des grugeages de poutres améliorés et conventionnels.

Les passes de soudure améliorées représentent des passes de renfort qui remplacent despasses balancées. Les lattes support améliorées représentent des lattes avec flux ou des lattesen acier qui ont été retirées après soudage avec mise à niveau par meulage de la soudure.

La procédure d'essai suivie par l'étude à grande échelle ressemble à la procédurerecommandée dans le FEMA Design Criteria. Le facteur de la déformation plastiquecumulée utilisé dans l'étude à grande échelle peut être transformé en un angle de déviationentre étages utilisé dans le FEMA Design Criteria par la formule � = 0.0081�0.46, danslaquelle � indique l'angle de déviation entre-étages et � indique le facteur de ladéformation plastique cumulée (voir annexe A) Les angles de déviation entre-étagesconvertis en radians sont indiqués dans les parenthèses en comparaison avec les facteursde la déformation plastique cumulée. Les résultats de l'étude à grande échelle montrentque les assemblages avec des détails améliorés sont équivalents aux assemblages aptesà l'usage conformes au FEMA Acceptance Criteria (FEMA 2000a), comme nousl'expliquerons, ci-après, dans ce paragraphe ainsi que dans le paragraphe 8.3.

Les angles de déviation entre-étages du tableau 8.1 correspondent à ceux désignéscomme les “angles de déviation requis, dégradation en résistance �SD”. Même si les“angles de déviation ultimes” ne sont pas consignés dans le rapport (AIJ Kinki 1997), cesangles sont considérés comme beaucoup plus grands que �SD et, par conséquent,n'affectent pas l'évaluation. Ceci est dû au fait que même si une rupture fragile survientdans une semelle tendue, la fissure ne se propagera pas dans la semelle comprimée,laissant une certaine résistance résiduelle pour supporter les charges de gravité. Lesangles de déviation mesurés furent ceux extraits des rotations des poutres uniquement etpar conséquent ils n'incluent pas les rotations dues à la déformation des poteaux et despanneaux d'assemblage. L'autre facteur à considérer est que les assemblages poutre-poteau utilisés dans ces essais ont des rapports portée de poutre/hauteur relativementlarge Lb/hb, allant de 13 à 16, où Lb signifie la portée entre épures. Les composantsélastiques des rotations de la poutre sont de l'ordre de 0,01 radians.

En tenant compte de ces conditions, les observations suivantes peuvent être faites encomparant les résultats des essais, pour les assemblages soudés en atelier, montrés autableau 8.1 (a) avec le critère FEMA indiqué au tableau 7.1.

Les 4 assemblages avec des attaches soudés améliorés listés dans le tableau 8.1 (1a) ontdes capacités pondérées d'angle de déviation supérieures à 0,04 radians, notamment lavaleur limite indiquée pour le portique spécial pour moment . Cependant, les capacités desangles de déviation des assemblages avec des grugeages conventionnels de poutre nedépassent la valeur limite que marginalement. Les grugeages de poutre avec des sectionsaméliorées ne sont recommandés que pour l'utilisation dans des portiques spéciaux pourmoment.

Grugeage amélioré de type A Grugeage amélioré de type B Grugeage conventionel

L'assemblage sans aucune amélioration indique une ductilité supérieure à 0,02 radiansvaleur spécifiée pour les portiques ordinaires. Les assemblages avec des détailsconventionnels peuvent être utilisés pour les portiques ordinaires (voir la note du tableau 7.1pour la définition du portique spécial pour moment et du portique ordinaire pour moment).

La procédure de dimensionnement et les conditions de fabrication, pour les assemblagesapplicables aux portiques spéciaux pour moment, sont proposées ici.

(1) Résistance de l'assemblage

La résistance ultime à la flexion ultime de l'assemblage sur la face du poteau, Mj,cf*, peutêtre évaluée par :

Mj,cf* = Mb,f,u + Mb,w,u .............................................................................8.1

où Mb,f,u correspond au moment ultime supporté par les joints soudés entre la semelle dela poutre et le diaphragme, il est donné par :

Mb,f,u = Ab,f (hb – tb,f) fb,u .............................................................................8.2

Le symbole Mb,w,u correspond au moment ultime supporté par le joint soudé de l'âme, ilest donné par :

Mb,w,u= m Wpl,b,w,n fb,y .............................................................................8.3

où Wpl,b,w,n correspond au module plastique de la section nette de l'âme de la poutre enconsidérant la réduction du profil transversal en raison des grugeages, il peut être calculépar :

Wpl,b,w,n = (hb – 2tb,f – 2sv)2 tb,w ............................................................................8.4

Le symbole m dans l'équation 8.3 représente le moment résistant, sans dimension, du jointsoudé de l'âme, il est exprimé par :

m = 4 et m � 1,0 ....................................................................8.5

où bj = bc – 2tc et dj = hb – 2td indique la largeur et la hauteur de la face du panneau d'âmedu poteau où l'âme de la poutre est soudée (voir figure 8.3). L'épaisseur de gorge dessoudures d'angle entre l'âme de la poutre et la semelle du poteau est considéré supérieureà 3 tb,w/2. Le moment résistant ultime du joint soudé de l'âme donné par les équations8.3 à 8.5 est basé sur une analyse de charnières plastiques, par Suita and Tanaka (2000),qui a été validée avec les résultats des essais existants. Il y a une petite différence entreMj,end* défini au paragraphe 7.6 et Mj,cf*. Cependant, cette différence sera ignorée, ci-après.

108

bjfc,y

tb,wfb,y

tcdj

14

Figure 8.3 – Dimensions du joint soudé d'âme.

(2) Critère de sur-résistance

Même si Eurocode 3 recommande le facteur de sur-résistance donnée par l'équation 7.1,une valeur plus appropriée pour le facteur est directement issue des résultats d'essais.Comme montré à la figure A.5, le moment maximum sur la face du poteau, Mcf,max, atteintpendant le chargement cyclique est relevé d'après le facteur de la déformation plastiquecumulée pour tous les spécimens, à l'exception des assemblages avec soudures d'angleet des grugeages de poutre améliorés (ces derniers assemblages ont des détails différentsdes autres spécimens). La figure indique que le moment maximum, non dimensionnel parle moment pleinement plastique de la poutre Mpl, augmente avec le facteur de ladéformation plastique cumulée. L'augmentation de la résistance peut être due aux effetsd'un accroissement dans l'intervalle de rotation, de l'écrouissage cyclique du matériau etdes contraintes plastiques dans les joints soudés. Ces effets ne sont pas pris en comptedans l'équation 8.1, qui est une formule simple applicable aux assemblages chargés demanière monotone.

Le facteur de sur-résistance nécessaire est considéré comme = ou > à 1,2 comme indiqué àla figure A.5, si une augmentation de la résistance due à la charge cyclique est négligée. Lavaleur de = Mj,cf*/Mpl calculée avec l'aide de l'équation 8.1 en utilisant les propriétésmesurées du matériau varie entre 1,2 et 1,25, ce qui est cohérent avec l'estimation ci-dessus.

La résistance en flexion donnée par l'équation 8.1 est calculée à l'aide de propriétésnominales du matériau, fb,y and fb,u, qui peuvent être différentes des valeurs réelles delimite d'élasticité et résistance ultime �y and �u. Le facteur de sur-résistance doit êtremultiplié par le rapport probable limite d'éÌlasticité/résistance ultime Ry/u, c'est à dire :

Ry/u = .................................................................................................8.6

Par conséquent, le facteur de sur-résistance est donné par :

= 1.2 Ry/u .................................................................................................8.7

109

(�y/�u)m

fb,y/fb,u

Une évaluation statistique de l'acier utilisé en fabrication est nécessaire pour déterminerRy/u. Une valeur par défaut de = 1,3 est suggérée parce que cette valeur a été fréquemmentutilisée dans la pratique de dimensionnement actuelle. Le critère de résistance peut être écritcomme suit

Mj,cf* � Mpl .................................................................................................8.8

Les facteurs de sécurité partiels �Msoudure/�M0 sont pris égaux à l'unité dans l'équation ci-dessus. Néanmoins, la variabilité de la capacité de flexion est prise en compte dansl'évaluation de la capacité de rotation des assemblages poutre-poteau. Cependant, il fautnoter que le facteur de sur-résistance proposé ici est basé sur une étude à grande échelle (AIJKinki 1997). Si les rapports largeur / épaisseur de la semelle et de l'âme de la poutre sont trèsinférieurs à ceux des poutres utilisées dans cette étude à grande échelle, une évaluationexpérimentale supplémentaire est nécessaire pour trouver une valeur appropriée de .

(3) Les contours du grugeage de poutre

Il est préférable que les grugeages de poutre aient un contour amélioré, comme montré àla figure 8.2 (a) ou (b). Une amélioration supplémentaire du contour a récemment étéessayée (Nakagomi et al. 2001). Le contour amélioré comme montré à la figure 8.4, n'a pasd'ouverture pour une continuité de la latte support du bain de fusion.

Figure 8.4 – Amélioration de la découpe d'extrémité de la poutre, suppression du trou pour la lattesupport.

Les deux parties de la latte support sont ajustées de chaque côté de la semelle de lapoutre parce que l'âme de la poutre interrompt la latte support (ce qui était aussi le casavec le grugeage amélioré de type A montré à la figure 8.2 (a)). Avec ce détail, une partiedu moment de flexion de l'âme de la poutre peut être transmise directement audiaphragme. Plusieurs essais d'assemblages poutre-poteau utilisant cette disposition ontdémontré que la capacité de rotation est satisfaisante et comparable aux assemblages detype “os de chien” décrits au paragraphe 8.4 (Suita et al.1999). Un autre contour amélioréproposé est identique au contour conventionnel (Voir figure 8.2 (c), excepté que le rayonde découpe de l'âme, au niveau du congé du profil I, doit être supérieur à 10 mm). Unusinage soigneux du grugeage de la poutre est obligatoire pour ce détail. La ténacité dumatériau doit être au moins conformes aux exigences de l’Eurocode 8.

(4) Les lattes support de soudure

Utilisez des lattes support de soudure avec flux. Les soudeurs doivent être qualifiés pourutiliser des lattes support avec flux. Si des lattes en acier sont utilisées, enlevez les lattesaprès soudage puis meulez les extrémités des soudures (voir Annexe A, page 203).

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(5) Plats support soudure

Il est permis de laisser les plats support soudure tels quels après le soudage finalCependant, évitez les points de soudure sur une distance de 5 mm à partir des rives de lasemelle de la poutre et du congé de l'âme de poutre.

(6) Procédures de soudage

Utilisez des passes de renfort lorsque cela est plus pratique. Limitez l'apport de chaleur à40 kJ/cm et la température entre passes à 350 ºC.

(7) Contrôle de la qualité

La qualité des joints soudés CJP avec chanfrein doit être équivalente à celle desspécimens testés. Il n'a été trouvé aucune discontinuité avant essai qui constituerait unecondition de rejet au regard du Critère AIJ UT (AIJ 1979). En principe un contrôle nondestructif à 100 % ainsi que des contrôles visuels sont exigés pour les joints soudés CJPavec chanfrein. Remarquez que ces joints doivent être classés dans la catégorie A desexigences de résistance aux séismes, selon FEMA 353 (2000a). Cette catégorie est définie“soudures dans lesquelles les contraintes de service sont envisagées être au ou au-dessusdu niveau de la limite d'élasticité, avec quelques exigences de déformation inélastiquedans la zone d'écrouissage envisagée ”. La taille du défaut admise dépend non seulementde la sévérité d'une entaille mais aussi de la ténacité du matériau, de l'historique desdéformations, etc. Des critères d'aptitude pour l'évaluation des défauts de soudure ont étérécemment proposés (JWES 1997, IIW 2003), ils ont été évalués à la lumière des résultatsexpérimentaux et des structures réelles endommagées pendant le tremblement de terre deKobe (Azuma et al.2000, Shimanuki et al. 1999).

Les portiques ordinaires de moment sont utilisables pour les structures d'immeubles dansles zones faiblement sismiques ou les structures isolées, pour lesquelles l'absorptiond'hystérésis d'énergie entrante n'est pas essentielle. Pour les assemblages de portiquesordinaires de moment, les exigences de fabrication (3), (4), (6) et (7) peuvent être levées.

La procédure de calcul et les conditions de fabrication proposées ici sont principalementbasées sur l'étude à grande échelle (AIJ Kinki 1997). Cependant, il existe plusieurs autresétudes expérimentales d'assemblages poutre-poteau en RHS avec des diaphragmestraversants. Les résultats de ces autres études ne contredisent pas les propositions faites ici.L'épaisseur maximale des semelles de poutres est de 32 mm dans ces résultats d'essais.Par ailleurs, les capacités de l'angle de déviation entre-étages ont été déterminées par leFEMA Design Criteria, qui implique que le rapport minimum portée de la poutre-surhauteurdoit être limité à Lb/hb > 8.0 pour que les assemblages soient aptes à l'usage.

8.2 Assemblages boulonnés avec diaphragmes traversants

Les assemblages poutre-poteau décrits ici représentent une des alternatives auxassemblages soudés montrés au paragraphe précédent. Les diaphragmes traversants sontsuffisamment élargis pour accueillir des joints de poutres boulonnés utilisés comme des jointsde montage (voir figure 8.5). Ochi et al. (1998) ont sélectionné l'épaisseur des diaphragmestraversants pour qu'elle soit plus épaisse que celle des semelles de la poutre; de telle sorteque le tronçon de poutre qui s'étend à partir de la face du poteau ait la résistance adéquatepour permettre les modes de plastification souhaités et montrés ci-après. Il est aussi possibled'utiliser un diaphragme traversant de même épaisseur que celle de la semelle de la poutresi des goussets horizontaux sont préparés comme montré à la figure 8.6.

111

112

Figure 8.5 – Assemblages boulonnés avec diaphragmes traversants

Figure 8.6 – Exemple de dimensionnement et modes de ruine attendus du joint de raboutage de lapoutre et du tronçon de poutre.

(a) Section A–A

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Ces assemblages sont similaires en comportement ultime aux assemblages par semellesadditionnelles boulonnées recommandés dans FEMA 350 (2000). Un bon comportementnon élastique est obtenu par une plastification équilibrée des trois mécanismespréférentiels suivants :

1. plastification par flexion et voilement de la poutre adjacente au joint deraboutage de la poutre;

2. plastification du tronçon de poutre;

3. plastification du joint de raboutage de la poutre.

La résistace en flexion de la poutre à la section nette de la dernière rangée de boulons àl'opposé du poteau détermine la sollicitation de moment sur ces détails d'assemblage. Lemoment résistant à la section nette peut être calculé par :

Mb,n* = (bb,f – dh) tb,f (hb – tb,f) fb,u + (hb – 2tb,f – x) x tb,w fb,y ........................8.9

avec

x = –

où dh indique le diamètre des trous de boulon et n indique le nombre de trous de boulonssur la dernière rangée (n = 2 dans cet exemple). La réduction de l'aire transversale de lasemelle de la poutre côté en compression en raison des trous de boulon est ignorée dansl'équation ci-dessus. Pour obtenir une plastification en flexion suffisante de la poutre, lecritère de résistance suivant doit être vérifié :

Mb,n* � 1,2Mpl ...............................................................................................8.10

Le facteur de résistance souhaité est inférieur à celui recommandé au paragraphe 8.1 car laplastification du tronçon de poutre et des joints de la poutre participe à la rotation nonélastique de cet assemblage. La résistance en flexion requise de la face du poteau est :

Mcf = Mb,n* ............................................................................................8.11

où L/(L – sl) indique l'augmentation du moment de la poutre en fonction du gradient demoment (Voir figure 8.5).

La résistance ultime en flexion du tronçon de poutre, qui doit être supérieure ou égale àMcf, est donnée par la plus petite des valeurs évaluées des deux modes de ruine suivants.Les dimensions bb,f, hb, tb,f et tb,w indiquent celles du tronçon de poutre, tandis que fb,yet fb,u indiquent la limite d'élasticité nominale et la résistance à la rupture nominale desmatriaux du tronçon de poutre, dans les calculs suivants.

Si la ruine de la section nette de la première rangée de boulons, la plus proche de la facedu poteau est attendue, l'équation 8.9 peut être utilisée pour calculer le moment résistantde cette section, Mb,n*. Le moment résistant de la face du poteau est donné par :

n

2

hb – 2tb,f

2

L

L – sl

ndh

2

tb,f fb,u

tb,wfb,y

114

Mj,cf * = Mb,n* ..................................................................................8.12

où sc indique la distance entre les premiers boulons et la face du poteau. Remarquez que lavaleur de Mb,n* dans l'équation ci-dessus n'est pas égale à celle utilisée dans l'équation 8.11.

Si la ruine de la section nette dans la première rangée de boulons s'accompagne d'unerupture en cisaillement de l'âme de la poutre sur la longueur Le (voir figure 8.6), lle momentrésistant ultime sur la face du poteau peut être calculé par l'équation 8.1 et par leséquations 8.13 et 8.14 indiqués ci-après.

Mb,f,u = (bb,f – ndh)tb,f(hb – tb,f)fb,u ..............................................................8.13

Mb,w,u = mWpl,b,w,nfb,y + .........................................8.14

Les déductions pour les trous de boulons sont faites côté en traction et côté en compressiondes semelles de la poutre dans l'équation 8.13 pour simplifier les équations.

Le joint de la poutre doit être conçu comme un assemblage résistant au glissement en étatlimite de service suivant la Clause 6.5 de l'Eurocode 3. Le nombre de boulons, lesdistances par rapport au bord, les espacements des boulons etc. doivent être déterminéspour permettre les modes de ruine désirés (plastification du joint de la poutre, etc.) Lacharge ultime de flexion calculée par l'équation 8.11 ne doit pas dépasser les résistancescalculées de flexion et de pression diamétrale (voir Eurocode 3, Clause 6.5.5) de la face dupoteau, où �M0 et �Mb peuvent être pris égaux à l'unité. Toutefois, les ruines parcisaillement de boulons à haute résistance doivent être évitées. La résistance aucisaillement des boulons à haute résistance doit être évaluée avec une marge de sécuritécorrecte (� = 1,25 dans l'Eurocode 3). Des détails normalisés, le cas échéant, doivent êtreutilisés.

Figure 8.7 – Comparaison des courbes d'hystérésis moment/rotation entre assemblages conventionnelset assemblages boulonnés à diaphragmes traversants.

L

L – sc

Letb,w(hb – 2tb,f)fb,u

3

La figure 8.7 montre des exemples de moments Mcf, par rapport à la rotation �cf, cyclesd'hystérésis, dans lesquels l'assemblage boulonné avec diaphragme traversant estcomparé à un assemblage soudé conventionnel. L'assemblage avec diaphragmetraversant supportait une combinaison plastification en traction et voilement de la semelleet de l'âme de la poutre adjacentes au joint de la poutre. La plastification survenait aussidans les éclisses et dans le tronçon de poutre (voir figure 8.8). Les cycles d'hystérésis pourl'assemblage boulonné avec diaphragme traversant présentait une forme pincée à causedu glissement des boulons. Pourtant, les cycles montraient un raffermissement significatif,après le glissement des boulons, de la portance jusqu'à ce qu'une très forte rotation de lapoutre ait été atteinte.

Figure 8.8 – Mode de ruine d'un assemblage boulonné avec diaphragmes traversants.

Les avantages de ces assemblages boulonnés par rapport aux assemblages soudés estque la rupture fragile peut être évitée en utilisant un matériau suffisamment tenace pour lespoutres, les éclisses et les diaphragmes. Les semelles de la poutre dans les assemblagesboulonnés supportent une déformation plastique en grande partie dans un état decontainte plane, ce qui suggère que les semelles pourraient se ruiner par instabilitéplastique plutôt que par rupture fragile. En outre, aucun joint soudé n'existe aux extrémitésdu tronçon de la poutre où les moments de la poutre sont les plus élevés. Par conséquent,la demande de soudage qualifié est moindre pour les nouveaux assemblages boulonnés.Il est facile d'obtenir un facteur de la déformation plastique cumulée supérieur à 100 pources assemblages. Ces assemblages sont des exemples d'améliorations radicales parrapport aux assemblages soudés conventionnels (voir paragraphe 8.1).

8.2.1 Exemple de calcul d'un assemblage boulonné avec diaphragme traversant

L'assemblage boulonné avec diaphragmes traversants comme montré à la figure 8.6 doitêtre vérifié pour contrôler si les détails de l'assemblage sont bien corrects pour supporterun tremblement de terre d'envergure. Le poteau est un profil carré fini à chaud 400 x 400 x 16 de nuance EN-10210 S275J2H. La poutre est un profil I laminé à chaud de500 x 200 x 10 x 16 de nuance JIS G3136 SN400B. Les matériaux des plats sont aussi enun acier de même nuance. Les boulons à haute résistance utilisés sont de nuance 10.9avec un diamètre nominal de 20 mm. Les valeurs nominales de la limite d'élasticité et larésistance ultime à la traction pour chaque matériau sont indiquées, ci-après :

115

116

Le rapport calculé du moment plastique total du poteau sur celui de la poutre est de 2,1,ce qui montre que l'assemblage poutre-poteau satisfait la condition de poteau fort-poutrefaible.

La portée entre épures de la poutre est de 8000 mm. Supposez le point d'inflexion aucentre de la portée et vérifiez si une rotule plastique peut se former dans des zonesadjacentes au joint de poutre. Supposez une force de cisaillement de 63 kN due auxcharges de gravité qui agissent sur l'assemblage.

Exigence de moment sur la face du poteau

La résistance en flexion de la poutre à la section nette de la dernière rangée de boulonspeut être calculée par l'équation 8.9,

Mb,n* = [(200 – 22) · 16 · (500 – 16) · 400 + (500 – 2 · 16 – x) · x · 10 · 235]10–3 =672 kNm

oùx = – 22 · = 174 mm

Le rapport de la résistance en flexion de la section nette au moment plastique total de lapoutre est :

= = 1,34

qui est un chiffre suffisamment grand pour produire la formation d'une rotule plastiquedans la poutre. L'exigence de moment requise sur la face du poteau est donnée parl'équation 8.11 :

Mcf = · 672 = 741 kNm

Résistance en flexion du tronçon de poutre

L'équation 8.12 donne la résistance en flexion, sur la face du poteau, de la section dutronçon de poutre à travers les premiers trous de boulons :

Matériau Limite d'élasticité (N/mm2)

Résistance ultimeà la traction

(N/mm2)

Profil creux carré 275 410

235 400

900 1000

Profil en I et plats

Boulons à haute résistance

500 – 2 · 16

2

672

2130 · 235 · 10–3

3800

3800 – 355

Mb,n*

Wplfb,y

16 · 400

10 · 235

117

Mj,cf* = � 1012 = 1031 kNm

où sc = 70 mm. La résistance en flexion de 1012 kNm a été calculée par l'équation 8.9comme suit :

Mb,n*= [(340 – 2 � 22) · 16 · (500 – 16) · 400 + (500 – 2 � 16 – x) · x · 10 � 235]10–3

= 1012 kNm

où

x = – 2 · 22 · = 114 mm

Si la section nette se ruine à travers les premiers trous de boulon elle s'accompagne deruptures par cisaillement de l'âme de la poutre (voir figure 8.6), l'équation 8.13 donne larésistance en flexion des semelles de la poutre et l'équation 8.14 donne la résistance enflexion des joints soudés de la semelle du poteau et des diaphragmes.C'est à dire,

Mb,f,u = [(340 – 4 · 22) · 16 · (500 – 16) · 400] · 10–6 = 781 kNm

Mb,w,u = 0.897 · 235 + · 10–3

= 191 kNm

où Le = 70 mm. La valeur m de 0,897 utilisée dans l'équation ci-dessus a été calculéepar l'équation 8.5 comme suit :

m = 4 � = 0,897

Le moment résistant sur la face du poteau est égal à la somme de Mb,f,u et Mb,w,u calculéci-dessus (voir aussi équation 8.1). C'est à dire,

Mj,cf* = Mb,f,u + Mb,w,u = 972 kNm

Les calculs précédents montrent que le dernier mode de ruine est plus critique que leprécédent. Néanmoins, même avec ce dernier mode de ruine la résistance en flexion dutronçon de poutre devient beaucoup plus grande que l'exigence de moment de 741 kNm.Ceci est dû aux goussets horizontaux, sur les côtés du tronçon de poutre, étudiés pouraccueillir 6 boulons.

Dimensionnement du joint de la poutre

Les détails et dimensions du joint de la poutre sont largement gouvernés par les exigencesde fabrication. Les aires transversales des éclisses du joint sont significativementsupérieures à celles des semelles et de l'âme de la poutre. Il n'est pas nécessaire devérifier la résistance de la section nette des éclisses dans cet exemple. Les calculssuivants des joints boulonnés sont basés sur la clause 6.5 de l'Eurocode 3.

3800

3800 – 70

500 – 2 � 162

16 � 400

10 � 235

10 · (500 – 2 · 16)2

4

368 � 27510 � 235

16468

70 · 10 · (500 – 2 · 16) · 4003� �

La résistance au cisaillement des boulons à haute résistance par plan de cisaillement estdonnée comme suit :

Vb* = = 10–3 = 151kN

Les plans de cisaillement sont censés passer par la partie non filetée des boulons Tous lesboulons sont utilisés dans des joints travaillant en double cisaillement et par conséquentla résistance au cisaillement de chaque boulon est égale à 2Vb*.

La résistance à la pression diamétrale d'un boulon Bb* est déterminée par la tôle la plusfine sur laquelle les boulons agissent. Ici, soit la semelle de la poutre avec une épaisseurde 16 mm, soit l'âme de la poutre avec une épaisseur de 10 mm gouverne la résistance àla pression diamétrale d'un trou de boulon. La résistance à la pression diamétrale est unefonction de la distance du bord, de l'espacement des boulons, du diamètre du boulon etdu diamètre du trou du boulon. Les valeurs de la résistance à la pression diamétralecalculées en utilisant l'équation de résistance à la pression diamétrale du tableau 6.5.3 del'Eurocode 3 sont les suivantes :

Le facteur de sécurité partiel �M0 a été pris égale à l'unité, parce que l'allongement du troude boulon est l'un des modes de ruine les plus communs. Par conséquent, la résistancede calcul au cisaillement de chaque boulon est toujours gouvernée par la résistance decalcul à la pression diamétrale Bb*.

La résistance en flexion du joint de la poutre peut être calculée comme la somme de larésistance en flexion du joint de poutre entre la semelle et les éclisses avec 6 boulons etcelle du joint de poutre entre l’âme et les éclisses avec 2 boulons. C'est à dire,

Mbs* = [(2 · 242 + 4 · 211) · (500 – 16) + 2 � 152 � 240] · 10–3 = 716 kNm

Remarquez que seuls les 2 boulons les plus proches de la semelle supérieure et ceux les plusproches de la semelle inférieure sont censés supporter des charges de flexion. La résistanceen flexion du joint de la poutre sur la face du poteau est (voir équation 8.11 et figure 8.6) :

Mbs,cf* = 716 � = 751 kNm

Résultat supérieur à l'exigence de moment de 741 kNm. La valeur de 180 mm dansl'équation ci-dessus est la distance de la face du poteau à la section sur laquelle lescharges de flexion et de cisaillement ne sont supportées que par le joint de poutre.

La charge de cisaillement est supportée par les deux boulons du centre. La résistance aucisaillement du joint de la poutre est donnée par :

Vbs* = 2 � 132 = 264 kN

3800

3800 – 180

118

0,6 � 1000 � � � 1020,6 � fb,u � Ab

�Mb1,25

Matériau sur lequelun boulon est installé

Lorsque la distanceau bord prime

Lorsquel'espacement

des boulons prime

semelle 242 kN 211 kN

152 kN 132 kNâme

tandis que la résistance au cisaillement nécessaire Vbs est la somme des charges decisaillement dues à la gravité et aux charges du tremblement de terre. C'est à dire,

Vbs = 63 + = 258 kN

Un mode de ruine par cisaillement de bloc est possible sur les éclisses avec une épaisseurtotale de 12 + 9 mm comme indiqué à la figure 8.6. Les portions ombrées de la figurre 8.6peuvent se déchirer. Selon la Clause 6.5.2.2 de l’Eurocode 3, la résistance de calcul ducisaillement de bloc devient 1599 kN et 1565 kN pour les cisaillement de bloc 1 et 2,respectivement. Le facteur de sécurité partiel �M0 a été pris égal à l'unité, parce que lesruptures par cisaillement et traction sont des modes de ruine communs. Les résistancespar cisaillement de bloc sont légèrement supérieures à la résistance à la pressiondiamétrale des 6 boulons de la semelle qui est égale à 2 . 242 + 4 .211 = 1328 kN. Parconséquent, la ruine par cisaillement de bloc est moins critique.

Les calculs ci-dessus suggèrent que dans l’assemblage poutre-poteau adopté dans cetexemple, une rotule plastique se forme dans la section de la poutre adjacente au joint dela poutre qui accompagne un voilement des semelles et de l'âme de la poutre. La sectioncritique suivante est la section nette à travers les derniers trous de boulons les pluséloignés du poteau sur la portée de la poutre. Un allongement des trous de boulon peutêtre prévu. Cependant, notez que les dernières équations de résistance, pour la pressiondiamétrale du trou de boulon et le cisaillement de bloc, indiquées dans l'Eurocode 3 sontplus conservatrices que les équations similaires recommandées dans d'autre codescomme AISC LRFD Specification (1999).

Un assemblage poutre-poteau avec des détails similaires à cet exemple a été récemmenttesté. L'assemblage a prouvé avoir une excellente capacité de rotation plastiquesupportant un voilement sur les semelles et sur l'âme de la poutre aux sections justeextérieures au joint de la poutre (Kurobane 2002). La striction de la semelle de la poutredue à la plastification en traction a été observée au niveau des derniers boulons. Cesmodes de ruines étaient proches de ceux anticipés en phase de dimensionnement.

8.3 Assemblages avec diaphragmes traversants pour soudage sur site

Les assemblages soudés sur site peuvent être plus économiques que les assemblagessoudés en atelier, car les joints de poutre peuvent être omis si les assemblages sontsoudés sur site. Néanmoins, le contrôle de qualité des joints soudés sur site et laréparation des défauts de soudure sont plus difficiles que pour les assemblages soudésen atelier. Par conséquent, les assemblages soudés sur site exigent fréquemment desrenforcements dans le but de supprimer les besoins de résistance sur les joints soudés,comme nous le décrirons plus loin dans ce paragraphe.

8.3.1 Assemblages avec détails améliorés

Une fois encore, les résultats des essais à grande échelle (AIJ Kinki 1997), sur lesassemblages soudés sur site, montrés au tableau 8.1(b), sont comparés suivant le critèreFEMA indiqué dans le tableau 7.1. Seuls les assemblages avec des grugeages de poutreaméliorés, des passes de soudures améliorées, des lattes support de soudure amélioréeset aucun défaut de soudure ont une capacité d'angle de déviation entre-étages supérieureà 0,04 radians et sont applicables aux portiques spéciaux pour moment.

Les assemblages soudés sur site mentionnés, ci-dessus, ont encore été améliorés lorsd’une récente étude (Miura et al. 2002). Un exemple de ces nouveaux assemblagesaméliorés est illustré à la figure 8.9. Remarquez que l'assemblage n'a pas de grugeage de

7413800·10–3

119

poutre. Cet assemblage peut être légèrement plus économique et a prouvé avoir une capacitéde rotation meilleure que les assemblages d'origine testés dans les études à grande échelle.La procédure de dimensionnement et de fabrication et, les exigences de montage sontproposées sur la base de ces nouveaux détails d'assemblages.

Figure 8.9 – Assemblage amélioré soudé sur site.

(1) Résistance de l'assemblage

Les équations 8.1 et 8.2 sont applicables sans aucune modification pour calculer larésistance ultime en flexion de l'assemblage. Néanmoins, l'équation 8.14 peut être utiliséepour calculer la résistance à la flexion du joint soudé à l'âme. Ceci s'explique par le faitque les soudures d'angle aux extrémités supérieures et inférieures de l'attache decisaillement participent au ransfert des moments de flexion dans l'âme. Remarquez quelorsque vous calculez la résistance en flexion du joint d'âme soudé, tb,w, fb,y et fb,ureprésentent l'épaisseur, la limite d'élasticité et la résistance à la traction nominales del'attache, alors que tb,f représente l'épaisseur du diaphragme débordant. L'assemblaged'âme boulonné doit être dimensionné comme un assemblage résistant au glissement àl'état limite de service suivant la Clause 6.5 de l’Eurocode 3.

(2) Critère de sur-résistance

Les mêmes facteurs de sur-résistance que ceux proposés pour les assemblages soudésen atelier sont applicables à cet assemblage. Néanmoins, il faut noter que l'espace seentre l'extrémité de la poutre et la face du poteau n'est pas de dimension négligeable (voirfigure 8.9).

Le critère de sur-résistance donné par l'équation 8.8 doit être réécrit comme suit :

Mj,cf * � Mpl ..................................................................................8.15L

L – se

120

(3) Détails du joint soudé.

Bien qu'aucun grugeage ne soit nécessaire pour préparer cet assemblage, l'espace se doitêtre suffisamment large, c'est à dire se � 60 mm, pour une réalisation saine des souduresCJP avec chanfrein à l'extrémité de la semelle inférieure de la poutre.Concernant les lattessupport de soudure, les plats support et les procédures de soudage, les mêmes exigencesque pour les assemblages soudés en atelier doivent être également appliquées à cetassemblage.

(4) Contrôle de la qualité

La qualité des joints soudés CJP avec chanfrein doit être équivalente à celle des jointssoudés en atelier.

8.3.2 Assemblages pour des portiques ordinaires avec moments

Tous les assemblages soudés sur sites, sauf ceux sans aucune amélioration ont descapacités d'angle de déviation entre-étages supérieures à 0,02 radians, comme indiquédans le tableau 8.1(b), et sont applicables aux portiques ordinaires. C'est à dire, que seulles assemblages conventionnels, avec uniquement une amélioration des lattes support dela soudure, peuvent être aptes à l'usage pour les portiques ordinaires.

Lors du calcul de la résistance à la flexion du joint soudé de l'âme, tb,w et fb,y indiquentl'épaisseur et la limite d'élasticité nominale de l'attache de cisaillement, tandis que svindique l'espace entre les semelles de la poutre et l'attache de cisaillement (voir figure 8.3).Les autres conditions de dimensionnement et de fabrication sont identiques à cellesrecommandées pour les assemblages de portiques ordinaires soudés en atelier. Toutefois,Il faut noter que les défauts de soudure indiqués dans le tableau 8.1(b) sont ceux créés audépart et à la fin des joints soudés par des soudeurs qui étaient non qualifiés à l'utilisationde flux sur latte support du bain de fusion, ces défauts ont été détectés après essai parun contrôle rigoureux Aucune discontinuité constituant une condition de rejetconformément au critère AIJ UT (AIJ 1979) n'avait été observée avant essai. L'exigence desoudure sismique de catégorie B (moyenne) selon FEMA 353 (2000a) peut être applicableaux portiques ordinaires. Cette catégorie est définie par des “soudures dans lesquelles lescontraintes de service sont estimées être proches ou dépasser légèrement le niveauplastique, mais pour lesquelles une défornation inélastique négligeable est attendues.” Lesexigences de contrôle de la qualité doivent être légèrement assouplies par rapport à cellesdes portiques spéciaux.

8.3.3 Assemblages renforcés

Plusieurs propositions ont été faites concernant les détails d'assemblages renforcésapplicables au portique spécial pour moment. La plus populaire concerne lesassemblages avec des jarrets de semelle. La largeur de la semelle de la poutre estgraduellement augmentée vers l'extrémité de la poutre comme indiqué à la figure 8.10 detelle sorte que l'assemblage soudé soit suffisamment résistant lorsque la rotule plastiquese forme à l'extérieur des jarrets dans la portée de la poutre. La résistance en flexion de lasection au départ des jarrets, Mpl, est commandée par le voilement de la semelle et del'âme de la poutre, lorsque la poutre est maintenue de manière correcte vis àvis d'uneinstabilité latérale.

121

Figure 8.10 – Assemblage poutre-poteau avec jarrets de semelle.

Tanaka (1999) a utilisé les équations empiriques de Kato et Nakao’s (1994), présentéesdans le tableau 8.2, pour déterminer l'amplitude de Mpl.

Tableau 8.2 – Résistance en flexion des poutres en I, en console, gouvernées par le voilement deséléments plants (Kato et Nakao, 1994).

Il a postulé que l'exigence de moment à l'extrémité des jarrets (sur la face du poteau), Mcfdoit être inclus dans le moment pleinement plastique de la section à l'extrémité des jarrets,en ignorant l'âme. C'est à dire,

Mcf � bjarret tb,f (hb – tb,f) fb,y ...............................................................................8.16

où bjarret représente la largeur de la semelle de la poutre à l'extrémité des jarrets. Mcf estdonné par

Mcf = Mpl .....................................................................8.17L

L – sd – Ljarret

122

3

cos �

123

La longueur des jarrets horizontaux doit être aussi petite que possible mais assez grandepour éviter les ruines en traction dans les jarrets. Pour évaluer la résistance ultime desjarrets, il a retenu deux lignes de rupture comme montré à la figure 8.11.

Figure 8.11 – Lignes de ruptures des jarrets de la semelle.

De plus, on fait l'hypothèse que les lignes de rupture, chacune suivant un angled'inclinaison �, par rapport à la charge de traction, peuvent supporter la charge :

Pu = 2Lrupturetb,f(sin � + )fb,u ...........................................8.18

où Lrupture représente la longueur de chaque segment de ces lignes de rupture. Tanaka atrouvé que l'équation ci-dessus correspond bien aux résultats des assemblages poutre-poteau avec jarrets de semelles. Il a finalement proposé la formule suivante pour unelongueur optimale des jarrets, Ljarret, qui assure une résistance suffisante pour prévenir lesruines en traction des jarrets :

Ljarret = sh + sh2 + (bjarret2 – bb,f2) /4 ...............................................8.19

où sh indique la distance entre le bord du diaphragme traversant et l'extrémité dugrugeage de l'âme de la poutre.

Les formules de Kato et Nakao’s sous-estiment le moment maximum de l'extrémité de lapoutre lorsque les semelles et l'âme de la poutre flambent localement, particulièrementlorsque le rapport largeur / épaisseur des parties planes diminue (lorsque s'approche de 1.1).Kato a admis cette sous-estimation et a proposé une augmentation de 8% des valeurs de par rapport à celles données par les formules du tableau 8.2 (Kato 2000). Néanmoins,l'équation 8.16 inclue une hypothèse clairement conservatrice, par rapport aux équationsrecommandées, pour le calcul de la résistance des assemblages soudés en atelier, auparagraphe 8.1. La proposition de Tanaka dans son ensemble, conduit à des

dimensionnements d'assemblages conservateurs. Par conséquent, la catégorie d'exigencepour soudure sismique devrait être de la classe B (moyenne). Vous pourrez trouver plus dedétails pour le calcul de cet assemblage auprès du Kajima Technical Research Institute,Kajima Corporation, (tél : +81-424-89-8439). Aucun accord de licence n'est exigé.

Bien que les équations ci-dessus étaient basées sur une série d'essais, dans laquellechacune des semelles de la poutre avec jarrets était découpée dans une seule tôle, lesassemblages avec la même configuration peuvent être fabriqués par soudage de goussetspolygonaux sur les rives des semelles des poutres en profilés laminés en H (Sugimoto andTakahashi 1999). La Figure 8.12 montre des détails des jarrets soudés.

Figure 8.12 – Détails des jarrets de semelle soudés

Les résultats des essais de ces assemblages ont aussi démontré une capacité de rotationsuffisante. Dans ces essais le moment Mpl de la section, où les jarrets débutent pourempêcher une ruine en traction a été calculée comme suit :

Mpl = (hb – tb,f) bb,f tb,f fb,u + (hb – 2tb,f)2 tb,w fb,y ................................8.20

Ce qui est beaucoup plus grand que la valeur limite issue du voilement des partie planesdes sections ordinaires de poutre. La largeur des jarrets bjarret est déterminée pour êtreconforme à l'inégalité 8.16. La longueur du jarret est déterminée en assumant que lemoment plastique total de l'âme de la poutre, (hb – 2tb,f)2 tb,w fb,y /4, est supporté par lescontraintes de cisaillement qui agissent le long du congé de l'âme de la poutre sur toutecette longueur.

La proposition faite par Sugimoto et Takahashi (1999) est encore plus conservatrice que la proposition de Tanaka. La catégorie d'exigence pour soudure sismique peut être declasse B.

Les jarrets de semelle décrits ci-dessus ont été proposés par des ingénieurs d'entreprisesde construction. Les fabricants ont pensé que ces détails étaient coûteux. Un nouveaudétail d'assemblage proposé par un fabricant est montré à la figure 8.13, où une découpeest pratiquée le long du bord du diaphragme traversant de telle sorte que la semelle de lapoutre pénètre dans cette découpe et crée un assemblage soudé en U à l'extrémité de la

1

4

124

Section A–A

125

poutre. La procédure de dimensionnement pour cet assemblage sera discuté auparagraphe 8.5 sur les assemblages avec diaphragmes internes.

Figure 8.13 – Assemblage avec joints soudés en U

8.4 Assemblages de poutre à section réduite (PSR)

Ces assemblages utilisent des découpes ou des trous percés sur les semelles inférieure etsupérieure afin de réduire l'aire des semelles sur une certaine longueur de la poutre prèsdes extrémités de la portée de la poutre. Des rotules plastiques se forment sur lessegments de la poutre avec ces parties de semelle réduites loin des poteaux sur la portéede la poutre, limitant ainsi les moments de flexion maximums aux extrémités de la poutre.Le Critère de dimensionnement du FEMA (2000) recommande une découpe circulaire pourle profil de poutre réduit avec la géométrie suivante (voir figure 8.14). Cet assemblage estaussi appelé l'assemblage en os de chien

Figure 8.14 – Géométrie du rayon de découpe PSR

L'ingénieur de calcul doit sélectionner les dimensions a et b selon les procédures suivantes :

a � (0,5 à 0,75)bb,f b � (0,65 à 0,85)hb

La dimension restante qui doit être choisie est c, la hauteur de la découpe. La valeur de ccontrôlera le moment maximum développé dans la PSR, et par conséquent contrôlera lemoment maximum à l'extrémité de la poutre (voir équation 8.11 comme exemple). Le Critèrede dimensionnement FEMA recommande que le moment maximum sur la face du poteaudoit être choisi inférieur à 100% du moment plastique attendu pour la poutre. Le plus faibledes moments maximums enregistrés dans l'étude à grande échelle (AIJ Kinki 1997) était égalà 1,1 Mpl, où Mpl est le moment plastique total calculé à l'aide de la limite d'élasticitémesurée sur le matériau de la poutre. Par conséquent, le critère du FEMA est jugé

suffisamment sûr, même lorsqu'il est appliqué aux assemblages de poutre-poteau RHS avecdes diaphragmes traversants, y compris les assemblages soudés sur site. Le Critère dedimensionnement du FEMA recommande par ailleurs que c soit inférieur ou égal à 0,25bb,f.

Suita et al. (1999) ont testé les assemblages poutre-poteau avec la PSR. Ces spécimensavaient des grugeages de poutre conventionnels. Le moment maximum à l'extrémité de lapoutre a été calculé pour atteindre Mpl. Les résultats des essais pour ces spécimens ontmontré une capacité de rotation satisfaisante comparable à celle d'autres spécimenscomportant des grugeages de poutre améliorés mais sans PSR. Aucune fissure n'a ététrouvée sur les soudures des diaphragmes traversants avec la semelle de la poutre. Lesspécimens se sont finalement uinés par voilement et traction ductile dans les sectionsréduites. Même s'il n'y avait que trois spécimens avec la PSR, les résultats reproduisaientbien le comportement, des assemblages de poutre en profil I -poteau en profil I, décritsdans le Critère de dimensionnement Sismique SAC (1999a).

Le Critère de dimensionnement du FEMA classe ces assemblages dans la catégorie Bd'exigence pour soudure sismique, à moins que les assemblages aient des panneauxd'âme faibles dans lesquels une importante déformation de cisaillement peut provoquerune flexion locale des semelles de la poutre (voir section 7.7).

8.5 Assemblages avec diaphragmes internes

Le diaphragme traversant interrompt le poteau deux fois à chaque assemblage. Au lieu de cela, si undiaphragme interne comme montré à la figure 8.15 est utilisé, le poteau n'a besoin d'être coupé qu'unefois à chaque assemblage, ce qui permet de réduire considérablement les coûts de fabrication.Cependant, le soudage des diaphragmes doit être exécuté à partir de l'extrémité du poteau.

Figure 8.15 – Assemblages poutre-poteau avec diaphragmes internes.

126

(b) Section A–A

(c) Section A–A

(a) Vue latérale

127

Selon les études passées, des défauts de soudure étaient fréquemment observés dans lesangles si le diaphragme interne était soudé autour de la surface intérieure de la paroi dupoteau comme illustré à la figure 8.15 (b). Si des grugeages sont réalisés dans les coinsdu diaphragme interne comme illustré à la figure 8.15 (c), il est possible d'éliminer lesdéfauts de soudure. Le soudage des diaphragmes internes nécessite beaucoup dedextérité. Les soudeurs doivent s'entraîner à l'aide de modèles avant de faire lesassemblages réels. A l'avenir, Il serait souhaitable de concevoir des robots de soudagepour souder les diaphragmes internes.

Des RHS formés à froid avec des diaphragmes internes installés avant la fabrication desprofils sont aussi disponibles. Les brevets de ces poteaux sont arrivés à expiration. Unexemple de l'un de ces détails est illustré à la figure 8.16.

Figure 8.16 – RHS avec diaphragmes internes préfabriqués.

Les goussets sont soudés avec chanfrein à l'intérieur de profils en U formés à froid à despositions déterminées à l'avance. Puis les deux profils U sont soudés avec une soudure boutà bout à l'intérieur et à l'extérieur du profil pour produire un profil RHS avec les diaphragmesinternes. Chacun des diaphragmes a une fente en son centre. Le diaphragme agit comme unéléments chargé axialement lorsque la force de la semelle de la poutre est parallèle à la fente.Le diaphragme agit comme un élément chargé en flexion lorsque la force de l'entretoise de lapoutre est perpendiculaire à la fente. Les positions et dimensions des diaphragmes dépendentdes positions et des dimensions des poutres. Par conséquent, les RHS avec des diaphragmesinternes doivent être commandés après le dimensionnement du portique. Les qualificationsspécifiques et les informations sur le dimensionnement de ces sections sont disponiblesauprès de Nittetsu Column Co. Ltd. (Tél : +81-45-623-4681, fax: +81-45-623-4688).

Les améliorations des assemblages soudés proposés pour les assemblages poutrepoteauavec diaphragme traversant, tels que les sections améliorées des semelles de poutre etles jarrets de semelle, sont également applicables aux assemblages avec desdiaphragmes internes. Des tracés plus simples du grugeage de la poutre, comme montréà la figure 8.17 peuvent être utilisés lorsqu'il n'y a pas de diaphragmes. (AIJ 1995).

Figure 8.17 – Tracé amélioré du grugeage de la poutre dans une configuration simple.

Les assemblages avec semelles additionnelles sont particulièrement bien adaptés auxassemblages avec diaphragmes internes. Ces assemblages sont relativementéconomiques par rapport à d'autres assemblages comme ceux avec des jarrets desemelle et ont un impact architectural limité. Pourtant, les ingénieurs préfèrent souvent lesjarrets de semelle aux semelles additionnelles pour les semelles supérieures parce qu'ilssouhaitent des semelles supérieures de niveau pour placer les bacs de plancher profilésen acier sur les poutres sans fixation. En général, les poteaux en RHS avec desdiaphragmes internes offrent plus de possibilités que ceux avec des diaphragmestraversants, pour essayer d'améliorer la résistance de l'assemblage.

La figure 8.18 montre un exemple d'un spécimen d’assemblage avec semellesadditionnelles testé par Engelhardt et Sabol (1998).

Dix des 12 assemblages testés par eux ont été capables d'atteindre des rotationsplastiques satisfaisantes. Un spécimen présentait une rupture fragile démarrant dessoudures CJP avec chanfrein à l'extrémité de la poutre. L'autre spécimen défectueuxprésentait une rupture sur la semelle du poteau. Les SAC Interim Guidelines (1999)soulignent : “Même s'il semble apparemment plus fiable que l'assemblage précédemmentobligatoire, cet assemblage dépend de la bonne exécution des soudures entre la semellede la poutre et la semelle du poteau. De plus ces effets sont quelque peu exacerbés étantdonné que l'épaisseur réelle de la semelle de la poutre avec son plat entraîne une soudureavec chanfrein beaucoup plus large au joint, et par conséquent des risques plusimportants d’obtention de zones fragiles (en raison de l'apport de chaleur) et vis à vis dedéfauts lamellaires dans le poteau.” Le Critère de dimensionnement du SAC Séismique(1999a) recommande de n'utiliser ce type d'assemblage que dans les systèmes deportiques très redondants et aussi de limiter l'aire transversale des semelles additionnellesà environ 3/4 de celle de la semelle de la poutre.

Section A–A

128

Section B – B

Figure 8.18 – Assemblage poutre-poteau avec semelles additionnelles (Engelhardt and Sabol 1998)

Même si les recommandations du SAC sont basées sur des résultats d'essais pour lesassemblages avec des poteaux en profil I, les détails des joints soudés sont similaires auxjoints avec des poteaux en profil RHS et diaphragmes internes. Les mêmesrecommandations peuvent être appliquées dans les deux cas. Quelques assemblages depetite taille avec semelles additionnelles et poteau en RHS ont été testés au KajimaTechnical Research Institute (Tanaka and Sawamoto 2001). Ces spécimens ont montréd'excellentes capacités de rotation plastique, même si l'épaisseur des semelles de lapoutre n'était que de 10 mm.

L'un des détails économique de l'assemblage avec diaphragme interne est montré à la figure 8.19, dans lequel une semelle additionnelle avec des trous de boulons est soudé enatelier à la position de la semelle inférieure.

129

130

Figure 8.19 – Assemblages poutre-poteau avec diaphragmes internes et traversants.

La semelle supérieure est soudée sur site suivant une géométrie en U montrée à la figure 8.13.Remarquez qu'aucun grugeage de poutre n'est utilisé pour l'assemblage montré à la figure 8.19.Le diaphragme interne à la position de la semelle inférieure a été soudé à partir de l'extrémité dupoteau. Les détails des assemblages de la semelle inférieure sont les mêmes que ceux desassemblages avec semelle additionnelle boulonnée recommandés dans FEMA 350 (2000). Sil'assemblage de la semelle inférieure est conçu pour être légèrement plus résistant quel'assemblage de la semelle supérieure, et si l'assemblage boulonné de l'âme est prévu pour nesupporter que la charge de cisaillement de la poutre, le moment résistant à l'extrémité dudiaphragme horizontal est donné par :

Mj,cf* = bb,f tb,f fb,u + (Ljarret – sh) tb,f fb,u (hb – + ) ....................8.21

où tp signifie l'épaisseur de la semelle additionnelle. L'espace sh est égal à 7 mm (= ouvertureà la racine) dans ces détails d'assemblage. Les mêmes lignes de rupture fragile que cellesproposées par Tanaka (1999) s'appliquent à cet assemblage (voir figures 8.11 et 8.13).Toutefois, la ligne de rupture fragile 2 ne contrôle pas habituellement la résistance du jointdans ce détail et elle n'est pas illustrée à la figure 8.13. L'équation 8.18 a été utilisée pour ladérivation de l'équation ci-dessus. L'exigence de sur-résistance est que Mj,cf* donné parl'équation 8.21 doit dépasser Mcf donné par l'équation 8.17, où � 1,3 est recommandé. Cesassemblages ont prouvé être performants si la longueur du jarret était aussi proportionnéepour fournir une sur-résistance suffisante (Kurobane et al. 2001, Miura et al. 2002).

8.6 Assemblages avec diaphragmes externes

Les assemblages avec diaphragmes externes ont été principalement étudiés par l'universitéde Kobe (AIJ 1996). Les formules de dimensionnement pour ces assemblages ont étéincluses dans les recommandations de l'Institut d'Architecture du Japon depuis 1980 (AIJ1990). Les poteaux en profils creux carré et rond sont applicables. Les études de Kamba etal. (1983) et Tabuchi et al. (1985) ont permis d'établir la base des formules dedimensionnement.

Récemment, cependant, des assemblages poutre-poteau en RHS avec diaphragmesexternes ont été étudiés par des groupes de recherche de l'Université de Kobe (Matsui et al.)

2

3

tb,f

2

tp2{ }

1996, Ikebata et al. 1999, Mitsunari et al. 2001), et ont permis non seulement d'accroître lafiabilité des clauses de dimensionnement existantes mais également d'élargir la plage devalidité des formules. Par ailleurs, Kamba a modifié la formule de dimensionnementcourante, pour les assemblages sur des poteau en CHS, sur la base d'une séries d'analysesnumériques (Kamba 2001), qui ont aussi permis d'accroître la fiabilité de la formule.

Les clauses de dimensionnement d'AIJ donnent les limites d'élasticité des assemblageset suivent un format de calcul de contrainte admissible. Ces équations de limite d'élasticitésont ici reécrites dans un format d'états limites ultimes avec quelques amendements quitiennent compte des résultats des études récentes. Les recommandations d'AIJ utilisentle rapport limite d'élasticité sur résistance ultime de 0,7 pour le dimensionnement desassemblages, à moins qu'il n'existe des preuves expérimentales précises qui prouventqu'une autre valeur de ce rapport soit plus appropriée. Les résultats d'études passéespour les assemblages avec diaphragmes externes indiquaient que la résistance ultimeétait significativement supérieure à la limite d'élasticité divisée par 0,7. Toutefois, lescharges ultimes étaient atteintes après une grande déformation plastique desdiaphragmes et des parois de poteau, fréquemment accompagnées de fissures dans lesangles rentrants des diaphragmes. Par conséquent, les résistances ultimes de cesassemblages étaient considérées égales à 1/0,7 fois les limites d'élasticité desassemblages, et sont présentées au tableau 8.3.

La résistance en flexion des assemblages avec les diaphragmes externes peut êtrecalculée par l'équation 8.22 indiquée ci-après.

Mj,cf* = Pb,f*(hb – tb,f) .................................................................................8.22

La résistance en flexion du joint d'âme soudé est ignoré car les effets de raidissement desparois du poteau ont déjà été pris en compte dans les équations de résistance ultime dansle tableau 8.3.

La résistance en flexion requise sur la face du poteau peut être donnée par :

Mcf = Mpl .............................................................................8.23

où Ljarret indique la distance entre la face du poteau et l'extrémité des jarrets de semelle,qui est équivalent à la longueur du diaphragme externe mesuré à partir de la face dupoteau (voir figures 8.20(a) et (b)). Le facteur de sur-résistance de = 1,2 est recommandéparce que les diaphragmes externes supportent une grande déformation plastique, etparticipent considérablement à la rotation plastique globale de l'extrémité de la poutre.

Les intervalles de validité des équations 1 et 2 dans le tableau 8.3 sont indiqués dans lemême tableau. Même si les équations du tableau 8.3 sont basées sur des résultatsd'essais pour des assemblages dans lesquels les semelles de poutre étaient soudées surles diaphragmes externes, les semelles de poutre étaient boulonnées aux diaphragmescomme montré à la figure 8.20 (b) dans les études récentes (Ikebata et al.1999, Mitsunariet al. 2001). Les mêmes formules de calcul que celles décrites ci-dessus sont égalementapplicables à ces assemblages boulonnés. L'épaisseur maximale de la semelle de lapoutre et du diaphragme externe était de 25 mm pour les assemblages de poteau en CHS,tandis que l'épaisseur maximale de la semelle de la poutre et de la paroi du poteau étaitde 16 mm avec une épaisseur maximale du diaphragme externe de 22 mm pour lesassemblages de poteaux en RHS, dans les essais existants.

Ces assemblages avec des diaphragmes externes peuvent présenter des fissures qui démarrentdans les angles rentrant du diaphragme ou dans les joints soudés entre le diaphragme et lasemelle de la poutre.

L

L – Ljarret

131

Tableau 8.3 – Équations de résistance ultime pour les assemblages avec des diaphragmes externes(Kamba 2001, Tabuchi et al.1985)

132

133

Les arêtes vives doivent être évitées en ces points critiques, avec un rayon d'angleminimum de 10 mm ou plus. Particulièrement pour l'assemblage sur le poteau en RHS, lesconcentrations de contraintes sont inévitables en ces points autour des angles du poteauparce que les diaphragmes et les âmes du potau se croisent ici à angle droit (voir figure 8.20 (a)). En ces points, des fissures se créent fréquemment dans les soudures, lesparois des poteaux ou les diaphragmes.

Figure 8.20 – Assemblages poutre-poteau avec diaphragmes externes.

Les clauses de dimensionnement de l'AIJ (1990) recommandent d'utiliser des jointssoudés CJP avec chanfrein dans les angles du poteau pour fabriquer un diaphragmeexterne continu.(voir figure 8.20[a]). Les clauses de dimensionnement d'AIJrecommandent en outre d'utiliser des joints soudés CJP avec chanfrein entre lediaphragme externe et la face du poteau. Lorsque ces assemblages sont utilisés pour unportique spécial de moment, les joints soudés CJP avec chanfrein doivent être classésdans la catégorie A d'exigence de soudure sismique (voir paragraphe 8.1).

134

Mitsunari et al. (2001), toutefois, a signalé que les diaphragmes avec des joints de soudured'angle au centre des semelles sans joints soudés dans les angles rentrants des diaphragmes(voir figure 8.20 (b), (c)) avaient de bien meilleures performances à l'état limite utiltime que ceuxavec les détails préconisés par l'AIJ (Voir figure 8.20(a)). Par ailleurs, de récentes études (Matsuiet al. 1996, Ikebata et al. 1999, Mitsunari et al. 2001) ont prouvé que les joints soudés desoudure d'angle peuvent remplacés les joints soudés CJP avec chanfrein entre le diaphragmeexterne et la face du poteau (voir figure 8.20(b)). La taille des soudures d'angle dans ces étudesétait d'environ la moitié de l'épaisseur du diaphragme. Si la taille des soudures d'anglenécessaire est trop grande, les soudures CJP avec chanfrein doivent être utilisées comme dansun assemblage breveté utilisant un diaphragme en acier moulé (Nakano et al. 1999).

La détérioration locale de la ténacité du matériau due aux charges cycliques a fortemententraîné la formation de fissures aux points où se concentrait la déformation. Lorsque lesassemblages avec des diaphragmes externes sont utilisés pour des portiques ordinaires,l'exigence de qualité de la soudure peut être moindre que celle exigée pour les jointssoudés tendus cycliquement dans des zones non élastiques. La catégorie B d'exigencede soudure sismique peut être applicable aux joints soudés CJP avec chanfrein pour desportiques ordinaires de moment.

Lorsqu'un portique est à la périphérie d'un immeuble, les ingénieurs veulent souventdéplacer la poutre sur le côté extérieur du poteau (voir figure 8.21). Dans un tel assemblage,un plat latéral comme celui de la figure 8.21(b) est efficace pour transférer une charge axialede la semelle de la poutre au poteau.

Matsui et al. (1996) proposait les équations empiriques, ci-après, pour évaluer la résistancedes assemblages avec plats latéraux sur les deux côtés du poteau comme montré à lafigure 8.21 (c).

Pp,u = 2hptpfp,u + 2(�tc + td)tcfc,u ................................................................8.24

dans laquelle hp, tp, et fp,u sont respectivement la hauteur, l'épaisseur et la résistance à la trac-tion du plat latéral. Le premier terme de l'équation, ci-dessus, représente la charge supportéepar les plats latéraux, tandis que le second terme représente la charge supportée par les jointssoudés entre les semelles de la poutre et du poteau. � est un coefficient égal à 3 lorsque lepoteau est vide mais égal à 4 lorsque le poteau est rempli de béton. Matsui et ses collaborateursont ensuite proposé la règle suivante pour l'assemblage dans lequel les diaphragmes externeset les plats latéraux sont utilisés en combinaison. Concrètement, la résistance d'un telassemblage est donnée par la plus petite des résistances de l'assemblage, entre celle avecuniquement les plats latéraux et celle avec uniquement les diaphragmes externes. Parconséquent, la résistance ultime Pb,f* de l'assemblage présenté aux figures 8.21 (a) et (b) estévaluée comme la plus petite des valeurs données par les deux équations suivantes :

Pb,f* = Pp,u .............................................................................................8.25

Pb,f* = Pd,u .............................................................................................8.26

dans lesquelles Pd,u est la résistance ultime de l'assemblage avec les diaphragmesexternes et est la même que Pb,f* donnée par l'équation 2 dans le tableau 8.3 et, bc est lalargeur du poteau. Remarquez qu'étant donné qu'une excentricité existe dans cetassemblage, la charge axiale Pb,f* est répartie entre Pa et Pb dans la proportion suivante :

.....................................................................................................8.27Pa

Pb

b

a=

bc

2a

bc

2b

135

Pour ces détails d'assemblage, l'intervalle de validité de � (voir tableau 8.3) peut êtreétendu pour permettre � � 45º sur la base de résultats d'études passées. (Matsui et al.1996, Ikebata et al. 1999).

Figure 8.21 – Assemblages poutre-poteau avec diaphragmes externes et plats latéraux.

8.7 Assemblages avec platine d'extrémité et boulons aveugles

Les assemblages décrits ici donnent une solution radicale pour les assemblages poutre-poteauen RHS par boulonnage. Les poutres avec des platines d'extrémité sont directement reliéesaux faces des poteaux par des boulons en traction. Les sections fermée des poteauxnécessitent l'emploi de boulons aveugles. Par ailleurs, les parois des poteaux doivent êtrerenforcées pour empêcher la déformation locale des parois du poteau et pour remplir lesconditions d’assemblages de résistance complète. Les parois du poteau peuvent êtrepartiellement épaissies dans les zones où les platines d'extrémités sont fixées (voir figure 8.22).

Figure 8.22 – Assemblage avec platines d'extrémité et boulons aveugles.

Deux dispositifs brevetés ont été conçus pour réaliser ces assemblages. L'un des dispositifsconcerne le développement de nouveaux boulons aveugles, qui doivent non seulement êtreassez résistant pour supporter les moments de flexion aux extrémités de la poutre mais aussiêtre facile à installer et à visser sur les sites de construction. Les nouveaux boulons aveuglesutilisés pour ces assemblages sont ceux appelés MUTF (Metric Ultra Twist Fastener)fabriqués par Huck International Inc. (Huck 1994, voir paragraphe 3.3). Les boulons MUTF20et MUTF27 ont été utilisés pour le développement de ces assemblages. Le numéro 20 ou 27représente le diamètre nominal des boulons. Les boulons MUTF sont pratiquementéquivalents en résistance aux boulons ASTM A325 de même diamètre nominal. Cependant,le diamètre réel des têtes de boulon et des manchons de ces boulons est supérieur audiamètre nominal. Le diamètre des trous de boulon doit donc être supérieur de 2 à 4 mm audiamètre nominal pour accueillir les têtes de boulon.

L’autre dispositif est préconisé avec la fabrication de RHS partiellement épaissis. Lesprofils creux sont chauffés par induction électromagnétique à une température à laquellele fluage plastique du matériau peut survenir. Les extrémités des RHS sont poussées parun bélier hydraulique. Tandis que la bobine à induction se déplace vers un pointd'extrémité prédéterminé, de l'eau est pulvérisée derrière la bobine pour refroidir le profilet empêcher ainsi le voilement des parois du tube (voir figure 8.23). Les parois du tube sontdélardées aux raccords entre les parois épaissies et les parois avec l'épaisseur d'origine.

136

Figure 8.23 – Procédé de fabrication des profils partiellement épaissis.

Les procédés de chauffage et refroidissement rapides entraînent le durcissement du matériaudu tube. Les profils épaissis sont traités par post-chauffage pour récupérer les propriétés dumatériau. Étant donné que les RHS utilisés pour ce type de constructions sont formés à froid,les profils d'origine présentent un rapport limite d'élasticité sur résistance ultime à la tractionélevé. Les traitements par post-chauffage apportent une amélioration des propriétés dumatériau (par ex, une plus grande ténacité et ductilité), par rapport aux profils finis à froidd'origine. Les propriétés du matériau des profils épaissis avec et sans traitements de post-chauffage sont rapportés ailleurs (Tanaka et al. 1996).

Les assemblages standards montrés au tableau 8.4 étaient officiellement approuvés par leMinistère japonais de la Construction comme des assemblages résistants au moment etremplissant les conditions particulières spécifiées dans le code de construction japonais. Letableau 8.4 présente les dimensions de la platine d'extrémité, la dimension nominale et lenombre de boulons pour chaque combinaison de poutres et de poteaux.

Tableau 8.4 – Détails normalisés d'assemblages avec platine d'extrémité.

Plusieurs essais ont été effectués sur des assemblages poutre-poteau avec ces assemblagesnormalisés (Fukuda and Furumi 1997). Des charges de cisaillement non symétriques étaientappliquées à des spécimens cruciformes comme montré à la figure 8.24. Les chargesmaximales étaient gouvernées par une combinaison voilement-déversement des poutres,présentant une capacité de rotation satisfaisante. L'un des avantages de ces

137

Profil depoutre laminée

assemblages, par rapport à d'autres assemblages avec des diaphragmes, est que lesmoments de flexion de l'âme de la poutre peuvent être plus facilement transférés aupoteau.

Figure 8.24 – Schéma pour chargement non symétriques.

Fukuda et Furumi (1997) soulignent les avantages suivants de ces assemblages parrapport aux assemblages conventionnels.

1. réduction du temps de fabrication et de montage d'une structure;

2. souplesse pour placer des poutres de différentes hauteurs entre chaque poteau;

3. élimination des ruptures fragiles.

Vous pouvez obtenir des détails supplémentaires sur les dimensionnements del'assemblage auprès de Daiwa House Industry Co. Ltd., Sakyo 6-6-2, Nara 631-0801,Japon, téléphone : +81-742-70-2143, fax : +81-742-72-3064

138

8.8 Assemblages rigides pour les structures des régions à faible sismicité

Les calculs des assemblages décrits dans les paragraphes précédents sont aussiutilisables pour les structures pour lesquelles les forces résultantes de mouvements detremblement de terre ne sont pas les plus importantes. Néanmoins, les conditions de sur-résistance qui doivent être remplies par ces assemblages les rendent tous nonéconomiques. Il est possible de simplifier les détails des assemblages si les exigences deductilité pour les structures sont plus basses (voir paragraphe 7.1). Le critère FEMA (2000)permet d'utiliser des assemblages avec des poteaux en profilé I sans renforcement, autreque le métal d'apport des soudures pour la réalisation de portiques ordinaires (OMF).Toutefois, les recherches sur ces assemblages de moment à résistance complète, entredes poteaux et des poutres en profils creux, applicables aux structures des régions à faiblesismicité, sont peu nombreuses.

Lorsque l'analyse globale plastique montre que la rotation nécessaire à l'extrémité d'unepoutre est inférieure à celle données au tableau 7.1, le facteur de sur-résistance peut êtreréduit dans les mêmes proportions. Lorsqu'un profil de classe 2 est utilisé pour une poutre,la résistance de la section transversale n'est limitée que par sa résistance au voilement.Dans ce dernier cas, la poutre peut être considérée comme capable de développer sapleine résistance de moment plastique (voir Eurocode 3 Clause 5.3) et par conséquent :

= = 1.1 ........................................................................................8.28

peut être proposé. La réduction de a une influence importante sur les dimensionsexigées de l'assemblage, avec des diaphragmes externes, décrit au paragraphe 8.6.

Packer and Henderson (1997) ont rédigé un guide de dimensionnement pour certainsassemblages utilisables dans les régions à faible sismicité, dont un exemple est reproduità la figure 8.25. L'assemblage possède des plats de doublage pour le renforcement desfaces du poteau en RHS.

Sur la base des recherches analytiques et expérimentales, les 4 modes de ruine suivantsont été identifiés :

a) “largeur efficace” rupture de la semelle additionnelle tendue de la poutreà l'endroit de la soudure avec le plat de doublage;

b) ruine par poinçonnement du plat de doublage au niveau du sur-plat dela semelle tendue de la poutre;

c) écrasement des parois latérales du poteau près de la semellecomprimée de la poutre;

d) poinçonnement de la face du poteau le long des rives du plat dedoublage près de la semelle tendue ou près de la semelle comprimée dela poutre.

Les modes de ruine indiqués, ci-dessus, sont très similaires à ceux observés dans lesassemblages des fermes à treillis en RHS, qui furent étudiées en détail par le passé(Wardenier 1982, Packer et al. 1992). D'autres exemples d'assemblages de momentpoutrepoteau en profils creux, pour des conditions de charge presque statiques ou dansles régions à faible sismicité, sont fournis par Packer et Henderson (1997).

139

�Msoudé

�M0

Figure 8.25 – Assemblage poutre-poteau avec plats de doublage.

140

Section A–A

Plaque de renfort

Section B – B

141

9 Assemblages sur les poteaux remplis de béton

9.1 Introduction

Le remplissage de béton des poteaux en profil creux en acier est une procédure parfois utiliséepour accroître la résistance du poteau à la compression ou pour augmenter sa résistance aufeu. Le guide de dimensionnement du CIDECT No. 4 (Twilt et al. 1995) est une ressourcedisponible pour évaluer la résistance au feu des poteaux en profil creux. Il traite des profilstubulaires nus, des tubes peints avec des peintures intumescentes, des tubes remplis d'eau etdes tubes remplis de béton (avec et sans armatures en acier). Un traitement complet etcontemporain du dimensionnement des poteaux en profils creux remplis de béton,principalement basé sur l’Eurocode 4, est donné dans le guide de dimensionnement duCIDECT No. 5 (Bergmann et al. 1995). Une autre contribution internationale sur les profilstubulaires remplis de béton a aussi été rédigé récemment par l'Association pour la CoopérationInternationale et la Recherche sur les Structures Composite Acier-Béton (1997). Des conseilssur la mise en place des éléments en profils creux remplis de béton sont donnés dans le guidede dimensionnement du CIDECT No. 7 (Dutta et al. 1998). L'un des aspects les plus importantsà souligner est que de petits orifices d'aération doivent être percés dans les parois de toutessections creuses remplies de béton, à l'une des deux extrémités de l’élément (soit au-dessusou en-dessous de chaque plancher), indépendam-ment de la fonction de dimensionnement duremplissage de béton. Ces trous permettent de libérer la vapeur créée dans le cas d'unincendie et d'empêcher ainsi le poteau d'éclater.

9.2 Assemblages en simple cisaillement

9.2.1 Introduction de la charge sur le poteau

Pour le dimensionnement des poteaux mixtes, il faut tenir compte d'un fonctionnementtotalement mixte de la section transversale. Ceci implique qu'il y ait une adhérence entre l'acieret le béton et qu'aucun glissement significatif survienne entre les deux; par conséquent unecompatibilité de déformation existe entre l'acier et le béton. Une limite supérieure approximativepour cette contrainte “d'adhérence naturelle” recommandée par Eurocode 4 est 0,4 N/mm2(Wardenier 2002). De nombreux codes structurels préconises un transfert direct des charges aunoyau de béton, il est donc nécessaire de réaliser des détails coûteux, même si des assemblagesmeilleur marché pourraient être produits du type attache de la poutre par plat en simplecisaillement soudé sur l'extérieur du poteau, sans pénétration du tube pour fournir une portancedirecte sur le béton. Plusieurs recherches ont été faites sur l'adhérence entre le béton et l'acierainsi que sur la réduction de la résistance du poteau mixte découlant de la part de la chargetransmise par l'intermédiaire d'assemblages en simple cisaillement. Dans ce type d'assemblages,il se produit une faible rotation du joint et le tube d'acier prend en tenaille le noyau de béton. Cesrecherches ont été examinées par Dunberry et al. (1987) qui à sont tour réalisa une autre étudeexpérimentale sur des poteaux en RHS remplis de béton chargés par des assemblages en simplecisaillement typiques de ceux utilisés dans la pratique. À l'aide de potaux de section transversaleépaisse (avec des parois non “minces”), d'assemblages en plat et T en simple cisaillement, il aconclu que le mécanisme de transfert des charges sur le poteau était affecté principalement parle comportement en rotation du joint (et par conséquent, sa capacité à produire des forces dechargement latérales sur le béton), la longueur de l'assemblage le long du poteau, l'excentrementde la charge et les conditions dans le poteau au-dessus de l'assemblage. Pour résumer, il a étéconseillé d'appliquer un facteur de réduction sur la résistance du béton, pour déterminer larésistance du poteau mixte, pour tous les types d'assemblages en simple cisaillement sur lesRHS qui ne comportent pas de pénétration du profil creux (par ex. assemblages par “plattraversant”). Ce facteur de réduction de la résistance du noyau de béton c,2 était donné par :

c,2 = 1 – 1,2�[c,1 Ac,c fc / (Ac fc,y + c,1 Ac,c fc )] .........................................9.1

où c,1 = 0,85 et � est le rapport entre la charge de cisaillement appliquée surl'assemblage, en considérant touts les côtés du poteau, et la la charge totale du poteau.fc est la résistance du béton à la compression sur cylindre à 28 jours, qui est égale àenviron 0,8 fois la résistance de compression sur cube. Par conséquent, en considérant lepoteau en RHS rempli de béton ABCD à la figure 9.1, ce facteur de réduction c,2 peutêtre appliqué à la section X-X lors de la détermination de la résistance du poteau mixte AB.

Figure 9.1 – Méthode recommandée pour introduire des réactions de cisaillement des poutres surles poteaux remplis de béton aux niveaux de la toiture et des planchers.

Dunberry et al. (1987) ont aussi noté qu'un glissement entre l'acier et le béton pouvait seproduire au niveau de l'assemblage cisaillé et s'étendre sur une distance d'environ 3bc à3,5bc au-dessous, et de bc à 2bc au-dessus de l'assemblage. Pour les assemblages situésau sommet d'un poteau, il a aussi été conseillé d'araser le béton et de mettre en place uneplatine de couverture en acier (pour assurer un bon transfert de la charge). Quelquescahiers des charges sur les structures en acier (par exemple CS A 1994) demandent demanière conservatrice que le noyau de béton soit chargé directement pour le dernierniveau. À tous les niveaux inférieurs, des assemblages en cisaillement simple, pour lespoutres, peuvent être réalisés directement sur la paroi externe du profil creux, sansconnecteurs de cisaillement dans le profil creux. Ceci est illustré à la figure 9.1. Étantdonné que la première cause de ruine dans les essais de Dunberry et al. (1987) était unvoilement du RHS au-dessous de l'assemblage, mais seulement après obtention d'uneplastification, les recommandations suivantes ne sont applicables qu'aux profils en RHSnon minces.

Des publications de recherche ultérieures sur ce sujet ont aussi confirmé que “l'effet depincement” produit par le chargement d'attaches en plat soudées directement sur un profilcreux rempli de béton, a un effet bénéfique sur la résistance au glissement de l'interfacebéton-acier (Shakir-Khalil 1993). Si une technique avec “boulon aveugle” était utilisée, parexemple lors du boulonnage d'un élément tel qu'une plaque d'extrémité de poutre sur unpoteau en RHS rempli de béton (France et al.1999a), la partie du “boulon aveugle” quidépasse de la face interne du RHS pourrait agir comme un connecteur de cisaillementmécanique, augmentant ainsi la résistance au glissement acier-béton.142

9.2.2 Concept de dimensionnement

Le paragraphe 9.2.1 concerne l'effet des assemblages en simple cisaillement sur laperformance, et par conséquent sur le dimensionnement du profil creux rempli de béton entant que poteau. Pour le dimensionnement de l'assemblage lui-même, il est généralementrecommandé d'appliquer le même critère que celui donné au chapitre 5 (pour les profilscreux sans remplissage de béton). Le remplissage de béton des poteaux en profil creuxempêche la déformation intérieure de la face du poteau, donc le mode de ruine par rotationde la face du poteau identifié au chapitre 5 (pour les assemblages à tasseau raidi, auparagraphe 5.9) ne doit pas être envisagé pour les poteaux remplis de béton. Toutefois, il ya une clause importante dans ces recommandations concernant les conditions d'incendie.

Si un profil creux rempli de béton dispose d'une protection feu externe complète, ledimensionnement de l'assemblage en simple cisaillement peut suivre lesrecommandations données ci-dessus. Si le noyau de béton est utilisé pour une résistancetotale ou partielle au feu, alors le béton et l'acier se dilateront à des vitesses différentes encas de feu, la paroi en acier se ramollissant délestera sa charge. Lorsque ceci survient, iln’est pas raisonnable de s'attendre à ce que la friction ou l'adhérence à l'interface acier-béton transfère la charge au béton. Par conséquent, dans de telles situations, unassemblage en simple cisaillement avec “plat traversant” (voir figure 5.6) est recommandé,de telle sorte que les réactions de la poutre soient transférées de manière fiable au noyaude béton pendant un feu (Kodur et MacKinnon 2000).

9.3 Assemblages semi-rigides

9.3.1 Introduction

Tous les assemblages semi-rigides décrit au chapitre 6 peuvent aussi être utilisés avec lespoteaux remplis de béton, Cependant les propriétés de l'assemblage changeront. En général larésistance et la rigidité augmentent mais dans de nombreux cas, la capacité de rotation décroît.Le côté comprimé de l'assemblage sur la face du poteau se comporte comme une partie raidiepuisque les charges sont confrontées à la résistance du béton de remplissage du poteau. Sur lecôté tendu, la face du poteau ne peut se déformer que marginalement et les déformations nesont généralement pas suffisantes pour permettre un schéma de charnières plastiques générantune ruine par poinçonnement avec des déformations relativement petites et une faible capacitéde déformation. Par conséquent, plusieurs assemblages, qui se comportent comme desassemblages semi-rigides à résistance partielle sur des poteaux vides, se comportent commedes assemblages rigides (à résistance partielle) après remplissage de béton.

Une déformation ou une capacité de rotation réduite a pour conséquence que lesassemblages sont plus sensibles aux moments de flexion secondaires, causés, parexemple, par des déformations induites par des tassements. Dans le cas d'une faiblecapacité de rotation qui ne permet pas la redistribution des moments de flexion seule uneapproche de dimensionnement élastique est permise.

Dans ce chapitre les types d'assemblages seront évoqués dans le même ordre qu'auchapitre 6 même si les informations disponibles sont beaucoup moins nombreuses.

9.3.2 Assemblages soudés non renforcés de poutres et de poteaux en profils creux

Ces assemblages apparaissent dans des portiques particuliers ou des poutres Vierendeel. Leremplissage en béton du poteau ou de la membrure est généralement utilisé uniquement pourdes réparations, par exemple si la résistance ou la rigidité de l'assemblage sans remplissagede béton n'est pas suffisante et si la configuration de l'assemblage ne peut plus être modifiée.

143

9.3.2.1 Eléments de poutre et de poteau en CHS

Les recherches sur les assemblages entre les profils creux circulaires avec élémententièrement (membrure ou poteau) rempli de béton ont été spécialement réalisées pourrenforcer des plateformes offshore. Plusieurs programmes de recherche sont cependantconfidentiels et les résultats ne sont pas disponibles ou ont été publiés avec des donnéesinsuffisantes pour une interprétation correcte et complète, par ex. Jacket Project, Tebbettet al. (1979 and 1982). Vous pourrez trouver des informations auprès de Lalani et al. (1985,1996) et Marshall (1979) bien que la plupart des travaux concerne l'effet du remplissagede béton sur les facteurs de concentration de contrainte pour le calcul en fatigue.

Makino et al. (2001) indique les résultats d'une recherche sur les assemblages en X et en Kaxialement chargés. Ces recherches ont prouvé que la résistance de l'assemblage pour latraction peut être basée sur le critère de poinçonnement de la membrure, comme illustré à lafigure 6.2. Pour les charges de compression, aucune ruine d'assemblage n'a été signalée.

Récemment, Morahan et Lalani (2002) ont donné des informations supplémentaires pourla réduction du facteur de concentration de contrainte pour le calcul en fatigue desassemblages injectés et la comparaison de certaines données d'essais avec lesformulations ISO (1997). Il a été trouvé qu'il existe un bon accord.

Sur la base de ces recherches il semble acceptable de dimensionner des assemblages demoment en profils creux circulaires sur la base du critère de poinçonnement donné à lafigure 6.2. Il est estimé que ceci est conservateur parce qu'en raison de la rigidité du béton,le bras de levier du moment résistant est plus long que dans le cas d'une membrure oud’un poteau non rempli.

Aucune formule de dimensionnement n'existe pour la rigidité de rotation, mais si le côtéchargé en compression est présumé rigide, la rigidité est environ le double d'unhomologue non rempli.

9.3.2.2 Eléments de poutres et poteaux en RHS

Packer et al. (1991, 1993) décrivent des recherches sur les assemblages en X et K axialementchargés. Sur la base de ces recherches, ils donnent des conseils pour les assemblages enT, Y, X et K axialement chargés. Pour les assemblages en T, Y et X avec charge decompression, ils proposent une fonction de résistance basée sur la résistance de portancedu béton et, pour les assemblages en T, Y et X avec charge de traction, ils recommandent lamême résistance que pour les assemblages sans remplissage de béton de la membrure.

Pour les assemblages en K, la résistance peut être basée sur un critère de résistance deportance du béton pour l'entretoise comprimée et pour l'entretoise tendue sur lepoinçonnement de la membrure et le critère de largeur efficace de l'entretoise.

Pour les assemblages de moment, Szlendak (1998) présente des données qui n'ont,toutefois, pas pu être vérifiées. et dont aucune preuve d'essais ultérieurs n'est disponible. Sur la base des recherches sur les assemblages avec charge axiale et les découvertes pourles assemblages CHS-CHS, il semble aussi logique de baser la résistance des assemblagesde moment sur le critère de résistance au poinçonnement du poteau et sur le critère delargeur efficace de l'entretoise de l'assemblage sans remplissage de béton. Par conséquent,un bras de levier inférieur au bras de levier réel est attendu. Cependant, en raison de l'effetde retenue du béton, la capacité de déformation locale pour le poinçonnement peut êtreinférieure et avoir comme conséquence une largeur efficace réelle inférieure be et bep. Ceseffets peuvent se compenser entre eux. La formule de dimensionnement du critère de largeurefficace de l'entretoise est donnée à la figure 6.5.

144

Le poinçonnement ne peut survenir que si bb � bc – 2tc. Le critère de poinçonnement peut êtreobtenu en assumant que la zone de poinçonnement le long des côtés de la poutre estcomplètement effective et qu’il s’utilise le long des semelles supérieure et inférieure une largeureffective de poinçonnement bep avec :

bep = bb ....................................................................................9.2

Comme pour les assemblages de CHS-CHS, aucune formule de dimensionnement fiablen'existe pour la rigidité de rotation mais ici la rigidité est considérablement supérieure àcelle des homologues non remplis. Ici aussi un facteur de deux semble être acceptable.

9.3.3 Assemblages soudés non renforcé poutre en I-poteau en profil creux

Les assemblages de moment les plus courants avec des poteaux remplis de béton sont ceuxavec une poutre en I. De nombreuses recherches ont été réalisées au Japon mais la plupartd'entre elles concernent les poteaux en CHS raidis et sont données au paragraphe 9.4. Morita (1994) a rédigé un rapport sur les études au Japon des assemblages non raidis avec despoteaux en RHS remplis de béton. Comme indiqué au chapitre 6, de Winkel (1998) et Lu (1997)ont aussi étudié l'effet du remplissage de béton sur la résistance de l'assemblage.

9.3.3.1 Assemblages poutre en I-poteau en CHS

De Winkel (1998) a étudié un assemblage soudé (figure 6.10) avec un plat et un poteau remplide béton, cependant pour un chargement en traction, une ruine de poinçonnement estsurvenue à une charge juste au-dessus de la charge élastique du plat, mais au-dessous dela résistance de poinçonnement suivant la formule de la figure 6.11. Par conséquent aucuneconclusion réelle ne peut être tirée. D'autre part, les charges ultimes pour les essais avec unplat semelle ainsi que pour deux plats semelles (voir figure 6.10), étaient plus de 2 foissupérieures aux charges observées pour les assemblages sans remplissage de béton.

Dans le cas d'un chargement en compression, la charge élastique du plat pourrait tout juste être obtenue.

Figure 9.2 – Assemblage de poutres en I avec une dalle béton à un poteau en CHS (rempli de béton).

Chiew and Dai (1999) et Mulia et al. (2001) ont étudié ces assemblages en combinaison avec une dallemixte et ont conclu que le modèle basé sur la résistance de l'armature de la dalle mixte avec un brasde levier égal à la distance entre l'armature et la semelle inférieure de la poutre est trop conservateur.Les résistances basées sur ce modèle sous-estimaient considérablement leurs résultats expéri-mentaux. Sur la base de leurs essais, ils ont déterminé une équation paramétrique pour la résistance.Sur la base de leurs recherches, il est proposé ici pour les assemblages entre des poutres en Iet des poteaux en CHS remplis de béton, d'utiliser pour un chargement en compression lacharge élastique de la semelle, à condition que fb,y � tb � fc,y � tc. Pour la semelle chargée entraction, la résistance peut être basée sur la résistance au poinçonnement.Dans les cas où la capacité de rotation est très importante, il est conseillé de faire unassemblage plus résistant que la poutre assemblée.

10bc/ tc

145

9.3.3.2 Assemblages poutre en I-poteau en RHS

Morita (1994) analysa le comportement des assemblables mixtes semi-rigides avec une dallede béton posée sur des poutres en I soudées à un poteau en RHS. Il conclut que la résistancepour un chargement en traction peut être basée sur un modèle modifié de charnièresplastiques. Il suppose que des parties des semelles de la poutre, sur les côtés, sont plastifiéesavec la conséquence que les charniéres plastiques, sur la face du poteau, parallèles aux paroisde poteau sont situées à une distance inférieure à la largeur de la semelle de la poutre.Cependant les essais utilisés pour la vérification ont tous une épaisseur de semelle de poutreconsidérablement inférieure à l'épaisseur du poteau. L'utilisation d'une épaisseur de semellede poutre plus grande peut entraîner des ruines par poinçonnement comme observé par Lu(1997) pour les essais avec un plat relié à un RHS rempli de béton. Il fut aussi observé uneplastification de la face de membrure pour un chargement en traction, directement suivie defissures, dans la face de membrure, parallèles aux côtés du poteau. Par conséquent le schémade ruine par poinçonnement diffère de celui de l'homologue non rempli, même si la résistanceétait en accord avec celle calculée avec le critère de poinçonnement pour les assemblagesavec des membrures non remplies qui est donnée par :

Nb = (2tp + 2be,p) .............................................................................9.3

avec be,p en accord avec l'équation 9.2. Il faut considérer le fait que pour cet essai avec� = 0,4 les résistances suivant tous les critères (plastification de la face de la membrure,poinçonnement de la membrure et largeur efficace du plat, voir aussi figures 6.19 et 6.21),étaient très proches les unes des autres.

Figure 9.3 – Assemblage d'une poutre en I avec une dalle de béton et un poteau en RHS (rempli de béton).

Figure – 9.4 Forces de résistance dans les assemblages des figures 9.2 et 9.3

fc,ytc3

146

*

En considérant le critère mentionné ci-dessus, il est conseillé de calculer le côté tendu del'assemblage de façon similaire à un assemblage sans remplissage de béton des poteaux,comme montré à la figure 6.1. Ceci donne une plus grande réserve de résistance que pourles assemblages avec poteaux non remplis, ce qui est recommandé ici parce que la capacitéde déformation diminue. Il faut par ailleurs noter que l'influence du chargement du poteau surla résistance de l'assemblage n'a pas été étudiée, mais il est estimé que l'influence ne soitpas aussi élevée que celle donnée par la fonction f(n) de la figure 6.21. Dans la figure 6.21, lecritère de poinçonnement (équation 9.3) n'est pas donné, mais si l'épaisseur de la semelle dela poutre dépasse l'épaisseur du poteau ce critère doit aussi être vérifié.

9.3.4 Assemblages boulonnés de poutres et poteaux en profils creux

Les assemblages boulonnés entre les éléments en profil creux sont généralement faitsavec des semelles additionnelles, des goussets, des cornières tasseaux, ou des découpesdans des profils ouverts comme discuté au paragraphe 6.4. Le remplissage de béton despoteaux ne modifie pas de manière substantielle l'approche du dimensionnement. Lesréférences sont données au paragraphe 6.4.

9.3.5 Assemblages boulonnés de poutres en I et de poteaux en profils creux

Les assemblages boulonnés avec plats ou tronçons de profils soudés aux poteaux sontpratiquement similaires aux assemblages soudés déjà décrits.

9.3.5.1 Assemblage de poutres en I avec poteaux en CHS

La plupart des assemblages boulonnés de poutre en I-poteau en CHS sont dotés d'unraidisseur traversant au entourant le poteau, à l'endroit où la semelle de la poutre estassemblée. Ces assemblages se comportent généralement comme des assemblagesrigides décrits au chapitre 8.

Parfois un tronçon de poutre identique à la poutre reliée est soudé au poteau et la poutreest boulonnée par des éclisses à ce tronçon. Cet assemblage est comparable àl'assemblage soudé discuté au paragraphe 9.3.3 et montré à la figure 6.11.

De Winkel (1998) a étudié un assemblage boulonné (figure 9.2) où l'âme de la poutre estassemblée par des boulons à un plat de cisaillement soudé au poteau, la semelle inférieurede la poutre est soudée à un anneau soudé autour du poteau, et la semelle supérieure estmunie de connecteurs de cisaillement pour l'assemblage avec la dalle de plancher enbéton. Ici, c'est la résistance de l'armature de la dalle ou la résistance de l'assemblage dela semelle inférieure qui détermine le moment résistant de l'assemblage complet. Si larésistance de l'assemblage boulonné de la semelle inférieure est supérieure à la résistancede l'armature, il n'y a pas de différence avec la résistance de l'homologue non rempli. Sil'armature gouverne, le moment résistant complet de l'assemblage est déterminé par elle,ce qui rend le dimensionnement plus simple. Toutefois, dans ce cas l'armature doit êtreassez ductile pour fournir une capacité de rotation suffisante. Le glissement del'assemblage boulonné peut avoir un impact sur la rigidité de l'assemblage.

9.3.5.2 Assemblages de poutres en I avec poteaux en RHS.

Comme pour les assemblages avec des poteaux en CHS, parfois un tronçon de poutreidentique à la poutre assemblée est soudé au poteau et la poutre est boulonnée avec deséclisses à ce tronçon. Cet assemblage est comparable à l'assemblage soudé illustré auparagraphe 9.3.3 et montré à la figure 6.21.

147

Lu(1997) a étudié un assemblage boulonné (figure 9.3) où l'âme de la poutre est assembléepar des boulons à un plat de cisaillement soudé au poteau, la semelle inférieure de lapoutre est boulonnée à une cornière soudée sur la face du poteau, et la semelle supérieureest munie de connecteurs de cisaillement pour l'assemblage avec la dalle de plancher enbéton. Comme pour l'assemblage avec le poteau en CHS, c'est la résistance de l'armaturede la dalle ou la résistance de l'assemblage de la semelle inférieure qui détermine lemoment résistant complet de l'assemblage. Le glissement de l'assemblage boulonné peutavoir un impact sur la rigidité de l'assemblage.

France et al. (1999) ont étudié le moment résistant et la rigidité de rotation desassemblages par platines d'extrémité avec et sans débord sur des profils tubulairesremplis de béton avec des connecteurs fixés par Flowdrill. En raison du remplissage debéton, l'axe de rotation de l'assemblage se déplaçait vers la semelle comprimée de lapoutre.Sur le côté tendu la plasticité est confinée uniquement à la face du poteau où unschéma de charnières plastiques se forme. Par rapport à l'assemblage de profils nonremplis, il y a une augmentation considérable de la rigidité, dépendant de la minceur de laface du poteau. La résistance de ces assemblages peut par conséquent être basée sur larésistance de la zone tendue comme discuté au paragraphe 6.5.2 avec un bras de leviersur la semelle inférieure de la poutre.

Les recherches dans ce domaine ont démontré que le remplissage du poteau avec du bétonaugmente considérablement le moment résistant et la rigidité, de telle sorte que parfois lesassemblages semi-rigides à résistance partielle peuvent devenir partiellement rigides ouassemblages à résistance complète. Même si le moment résistant peut être quantifié, la rigidité nepeut pas encore être donnée dans les formules de calcul. Dans les cas où elle nécessaire,l'ingénieur doit utiliser les schémas de rotation de moment disponibles dans la littérature.

9.3.6 Exemples

Des exemples similaires à ceux donnés au paragraphe 6.6 peuvent être donnés ici. Laprocédure est la même seule la rigidité, la résistance de dimensionnement et la capacité dedéformation diffèrent. La rigidité des assemblages avec des potaux remplis de béton est engros deux fois celle des homologues non remplis. Dans la plupart des cas, ce n'est pas lecritère de plastification de la face du poteau qui gouverne la résistance mais le poinçonnement.

Étant donné que la capacité de déformation des assemblages a été considérablement réduite, cesassemblages doivent être conçus avec soin. La meilleure manière de les concevoir est de faire ensorte qu'ils soient plus forts que la poutre reliée (résistance complète) ou de les dimensionnercomme des assemblages articulés avec une capacité de déformation suffisante.

9.4 Assemblages rigides (à résistance complète)

Le poteau en profil rempli de béton est fréquemment l'option préférée pour le ledimensionnement au séisme de poteaux ordinaires, du fait d'une résistance accrue dupoteau due au confinement du béton ainsi qu'au maintient continu de l'enveloppe en acierdu tube qui retarde le voilement et améliore la ductilité du poteau sous chargementcyclique. Les assemblages à résistance complète de poutre-poteau rempli de béton sontexigés pour utiliser au mieux les caractéristiques structurelles de ces poteaux. Les lignesdirectrices pour le dimensionnement de l'assemblage sont basées sur la norme AIJ pourles structures en béton armé (AIJ 2001a), bien que quelques modifications soient faites surla base de résultats d'études plus récents à ce sujet.

148

149

L'Eurocode 4 et la norme AIJ utilisent des approches différentes pour le calcul de larésistance des éléments tubulaires remplis de béton. La dernière adopte la méthode desuperposition qui postule que la résistance ultime d'un élément est donnée par la somme desrésistances ultimes de sa partie en béton et de sa partie en acier. La méthode desuperposition nécessite des calculs plus simples que l'autre méthode qui considère lesactions composites entre les parties en béton et en acier. Selon la théorie plastique, laméthode de superposition donne une solution de limite inférieure pour une structure faite dematériaux ductiles. Cependant, cette méthode peut donner des résultats non sécuritaires siappliquée aux éléments composites, étant donné que le béton n'est pas suffisammentductile. Par conséquent, la résistance des éléments composites évaluée par la méthode desuperposition devrait toujours être vérifiée en la comparant avec des résultats expérimentaux.

La méthode de superposition a prouvé être efficace et a été très largement utilisée pour calculerla résistance des assemblages composites, ainsi que le démontrent les lignes suivantes :

9.4.1 Résistance au cisaillement du panneau d'âme de la colonne

La résistance au cisaillement pour le panneau de l'âme de la colonne Vc,w* peut êtrecalculée par :

Vc,w* = 1,2 (Ac,p � � + Ac,w ) .........................................................9.4

où pour les poteaux en CHS � = 2 � 4,0

et pour les poteaux en RHS � = 2,5 � 4,0

Dans l'équation, ci-dessus, Ac,p et fc indique l'aire du profil transversale du panneau enbéton et la résistance sur cylindre du béton, tandis que � est une fonction du rapportlargeur sur hauteur du panneau de béton. Voir paragraphe 7.7 et figure 9.5 pour lasignification des autres symboles.

La formule, ci-dessus, a été tirée de la limite d'élasticité du panneau multipliée par unfacteur de 1,2 pour la transformer en résistance de dimensionnement à l'état limite ultime.La limite d'élasticité a été évaluée simplement comme la somme des limites d'élasticitédes parties en béton et en acier, où la partie béton supporte la charge de cisaillementcomme une diagonale en compression, dont la résistance a été considérée comme étantassumée uniquement par la résistance à la compression du béton (voir fig.9.5)

hc,w – 2tc,w

hb – 2td

hc,w – 2tc,w

hb – 2td

fc,y

3

fc10

150

Figure 9.5 – Contraintes dans le panneau en béton.

L'équation de limite d'élasticité a été proposée pour la première fois il y a plus de vingt ans(Kurobane 1978). Des essais de grande envergure réalisés après cette date ont néanmoinsprouvé qu'il n'y avait pas besoin d'améliorer la formule d'origine. L'équation 9.4 prédisaitles résultats des essais avec une marge de sécurité constante, mais ne montrait pas detendance systématique lorsque la résistance du béton, le rapport largeur-épaisseur del'acier et les détails de l'assemblage (diaphragme externe et interne) étaient modifiés.

L'équation 9.4 comporte peu de modifications de la formule de dimensionnement de la normeAIJ (2001a). La formule AIJ sous-estime la résistance ultime du panneau d'environ 60% pour lespanneaux en CHS et de 30% pour les panneaux en RHS. La formule AIJ impose que la capacitéde cisaillement du noyau de béton décroîsse avec la résistance du béton. Cet effet était ignoré,ce qui ne donnait pas d'erreur dangereuse. (Fujimoto et al. 2001, Kawano and Matsui 2001) pourl'intervalle fc � 60 N/mm2, sur lequelle la norme AIJ est applicable. Par ailleurs, la résistance aucisaillement du panneau du CHS a augmenté de 27% après l'adoption de la nouvelle formule(équation 7.4) spécifiée par les recommandations AIJ (2001).

Le panneau d'âme du poteau peut présenter un durcissement enveloppe et un cycled'hystérésis stable après atteinte de la charge donnée par l'équation 9.4. Ceci contribue àladissipation d'énergie entrante pendant les mouvements des forts tremblements de terre.

151

La résistance au cisaillement du panneau d'âme du poteau décroît lorsque la charge axialedans le poteau s'accroît. Par ailleurs, la charge de cisaillement sur le panneau décroît aussià cause de la résistance à la flexion des poteaux qui décroît avec la charge axiale.L'équation 9.4 permet une marge de sécurité pour l'effet de la charge axiale à moins quele panneau d'âme du poteau soit conçu pour avoir une section transversale inférieure auxsections transversales des poteaux (voir Kurobane 1978, AIJ 1990).

9.4.2 Résistance en flexion des assemblages poutre-poteau

Les assemblages avec des diaphragmes traversants externes ou internes, comme décrit pourles assemblages sur des poteaux ordinaires décrits au chapitre 8, sont applicables auxassemblages de poutre-poteau rempli de béton. Lorsque des diaphragmes traversants ouinternes sont utilisés, des orifices doivent être réalisés pour couler le béton à l'intérieur despoteaux et des panneaux d'assemblages. Étant donné que le béton de remplissage limite lesdéformations locales des parois du poteau et des diaphragmes, ces effets de bridage peuventêtre pris en compte lorsque vous déterminez les dimensions et les détails des assemblages.

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Tableau 9.1 – Équations de résistance ultime pour les assemblages avec des diaphragmes externessur les profils circulaires remplis de béton (AIJ 2001a)

Les tableaux 9.1 et 9.2 montrent les formules de dimensionnement à l'état limite ultimepour les assemblages de poteau en CHS avec des diaphragmes externes et celles desassemblages de poteau en RHS avec des diaphragmes externes et traversants, les deuxétant extraits de la norme AIJ (2001 a).

153

Tableau 9.2 – Équations de résistance ultime pour les assemblages avec des diaphragmes externeset traversants sur des poteaux carrés remplis de béton (AIJ 2001a)

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Les résistances ultimes dans ces formules sont représentées en terme de charge detraction axiale Pb,f* à l'extrémité de la poutre. Ces formules ont aussi été dérivée deséquations de limite d'élasticité, qui était multipliées par un facteur de 1/0,7 pour lesconvertir en des équations de résistance ultime (voir section 8.6).

Les assemblages avec des diaphragmes externes sur des poteaux en CHS sont divisiblesen deux groupes : le premier groupe comprend les types I et II et le second groupe lestypes III et IV, comme montré au tableau 9.1. Pour les assemblages de types I et II, unesection d'acier critique sur la ligne A-A passant par le centre du poteau et l'intersection dela semelle de la poutre avec le diaphragme était assumée. Pour les assemblages de typesIII et IV une section d'acier critique sur A-A par la section la plus étroite du diaphragmeétait assumée. Chaque section d'acier est supposée avoir un profil en T qui consiste enune section transversale du diaphragme de hauteur hd et une partie de la paroi du poteaude largeur efficace be (voir figure 9.6).

Figure 9.6 – Section d'acier critique au travers du diaphragme et de la paroi du poteau.

La limite d'élasticité des assemblages était égale à la résultante des résistances axiales etde cisaillement de ces profils en acier calculées en utilisant la limite basse du théorème del'analyse plastique (Kurobane et al. 1987). La largeur efficace be a été déterminée sur labase des résultats expérimentaux. Ces équations de limite d'élasticité s'accordent bienavec les résultats d'essais récents.(Fukamoto et al. 2000, Kato 2001), sauf pour unspécimen en acier à haute résistance avec une limite d'élasticité de 748 N/mm2.

Deux équations de dimensionnement ont été fournies pour les assemblages avec lesdiaphragmes externes sur des poteaux en RHS (voir tableau 9.2). L'équation 1 du tableau 9.2a été dérivée de la formule de résistance ultime pour les assemblages sur des poteauxordinaire en acier (voir équation 2 dans le tableau 8.3), mais avec un facteur de résistancesupérieur à celui exigé pour les assemblages sur poteaux en acier. Ce facteur de résistanceaccru prend en compte les effets de bridage apportés par le noyau de béton. L'équation 2 dutableau 9.2 est dérivée de l'équation de la limite d'élasticité, concrètement une solution de lalimite basse de la théorie plastique suivant une procédure identique à celle utilisée pour lesassemblages de poteaux en CHS (voir tableau 9.1). Il faut faire attention au fait que pour lesassemblages sur des poteaux en RHS (les assemblages des types I et II du Tableau 9.2) lasection critique en acier envisagée passe par la ligne A-A traversant la section la plus étroitedu diaphragme, indépendamment du type d'assemblage et, sur le fait que la hauteur desdiaphragmes hd est définie différemment dans les tableaux 9.1 et 9.2.

L'équation du tableau 9.2 tend à sous-estimer l'éffet de bridage du noyau de bétonlorsque hd/bc devient supérieur à environ 0,15. Cette équation est applicable uniquementpour l'assemblage de type I avec un petit rapport hd/bc.

L'équation 3 du tableau 9.2 était dérivée de la résistance plastique complète d'une poutrefictive avec la section critique en acier B-B. L'équation 4 du tableau 9.2 était dérivée de larésistance plastique complète d'une barre tendue fictive avec la section critique en acier C-C.

Les clauses de dimensionnement indiquées au tableau 9.2 et proposées par Matsui (1981)sont en adéquation avec les résultats des études expérimentales et numériques plusrécentes. (1997, Kawano et al. 1998)

La norme AIJ fournit des guides de dimensionnement pour les assemblages avec desdiaphragmes traversants sur des poteaux en CHS et pour les assemblages avec desdiaphragmes internes sur les poteaux en RHS, en plus de ceux décrits aux tableaux 9.1 et 9.2. Les équations de dimensionnement sont dérivées des résultats d'unesérie d'analyses de charnières plastiques et d'essais (Fu et Morita 1998, Morita et al.1991). Les détails ne sont pas présentés ici car ces équations sont assez complexes.

Le voilement des parties planes a toujours commandé la charge ultime des semellescomprimées des assemblages sur poteau rempli de béton dans les essais passés. Aucundommage n'a été observé sur les joints soudés ou dans le béton. Par conséquent cesassemblages entre les semelles comprimées et les poteaux remplis de béton ne sont pasconsidérées comme critiques. Aucune formule n'a été préparée pour ces assemblages.

La résistance à la flexion de ces assemblages montrés aux tableaux 9.1 et 9.2 peut êtrecalculée grâce aux équations 8.1 et 8.3 avec

Mb,f,u = Pb,f*(hb – tb,f) .......................................................................................9.5

Notez qu'aucune formule n'existe pour calculer la résistance en flexion des joints d'âmesoudés à des poteaux remplis de béton. Les équations 8.3 à 8.5 pour les poteaux en acierpeuvent être utilisées comme équations de résistance pour les assemblages avec despoteaux remplis de béton, bien que cela introduise des erreurs du côté de la sécurité (voiraussi paragraphe 8.6). Si quelqu'un veut ignorer la résistance en flexion des joints d'âmesoudés, la formule pour les assemblages avec des poteaux ordinaires (équation 8.22) peutêtre utilisée pour déterminer la résistance de dimensionnement des assemblages avecpoteaux remplis de béton.

La résistance en flexion exigée pour la face du poteau est donnée par l'équation 8.23, oùLjarret = hd désigne l'assemblage de type III du tableau 9.2. Un facteur de résistance de = 1,3, plutôt que = 1,2, est recommandé. Les autres conditions concernant les détailsdu joint, la fabrication et le contrôle de qualité sont identiques à celles recommandéespour les assemblages avec des diaphragmes externes et des diaphragmes traversants surles poteaux ordinaires en acier (voir paragraphes 8.1, 8.3 et 8.6)

Des exemples significatifs d'assemblages à résistance complète avec des poteaux remplisde béton étudiés à l'extérieur du Japon comprennent des assemblages boulonnés avecdes découpes de T (Ricles et al.1997). Des boulons à haute résistance qui passent autravers du poteau, postcontraints après le séchage du béton, transmettent la charge axialedans 'la semelle de la poutre. Ces assemblages permettent d'obtenir une bonne ductilité,et fournissent une rotation plastique suffisante des poutres à l'extérieur des assemblageset des déformations de cisaillement ductiles des panneaux d'âme des poteaux. L'étudeest toujours en cours de réalisation.

155

156

10 Assemblages de contreventements et de fermesavec des poteaux

Les recommandations des paragraphes 10.1, 10.2 et 10.4 sont applicables aux chargesstatiques prédominantes. Pour les assemblages de contreventements sous des chargessismiques, des conseils sont donnés au paragraphe 10.3.

10.1 Assemblages de contreventements sur des poteaux en RHS

10.1.1 Plat longitudinal et poteaux en RHS

Les plats longitudinaux soudés aux poteaux en profil I, pour les assemblages articulés desossatures contreventées en acier, correspondent à une méthode traditionnelle de fixation deséléments de contreventement par un assemblage boulonné sur site. En effet, dans les structurescontreventées de tels plats sont extrêmement utiles pour assembler un ou plusieurs éléments decontreventement suivant l'angle d'inclinaison de l'élément. Cette pratique a été appliquée auxpoteaux en RHS, mais la zone d'assemblage est beaucoup plus flexible avec un élément en RHS.La figure 10.1 montre ces deux cas d'assemblage par plats longitudinal.

Figure 10.1 – Assemblages par plats longitudinaux dans les structures contreventées.

Pour le cas du poteau en profil en I, le plat est soudé au (ou près du) centre de la semelledu poteau de telle sorte que la charge du plat soit transférée directement vers l'âme dupoteau. La situation est différente dans le cas de poteaux en RHS, car la charge du platdoit être transferée indirectement par la face d'assemblage flexible du poteau pouratteindre les âmes éloignées du poteau. Un assemblage conventionnel de platlongitudinal-élément en RHS tend à produire une déformation excessive ou uneplastification de la face d'assemblage du RHS. Un tel assemblage a comme résultat unefaible résistance de dimensionnement qui est commandée par la formation d'unmécanisme de charnières plastiques. Il faut aussi noter que l'expression “plastification dela face de la membrure” pour les assemblages soudés de RHS en T- ou en Y- ainsi quepour les assemblages de plats longitudinaux soudés, comme indiqué aux tableaux 2 et 12du guide de dimensionnement du CIDECT Nº3 (Packer et al.)1992), ne peut pas êtreutilisée directement car le facteur de réduction f(n) qui tient compte de la charge decompression dans l’élément principal (poteau) a été considéré comme inapplicable pourdes rapports de largeur plat–RHS si faibles (~0,05 à 0,25). Toutefois, une étudeexpérimentale, analytique et numérique de grande envergure plus récente sur lesassemblages de plats longitudinaux–RHS a validé des procédures de dimensionnement

157

aux états limites pour ces types d'assemblages. (Cao et al. 1998, 1998a; Kosteski 2001,Kosteski and Packer 2003a). Les lignes directrices de dimensionnement sont basées surla considération d'une limite de déformation ultime et d'une limite de déformation souscharge de service, pour la face d'assemblage du RHS.

Figure 10.2 – Assemblage courant plat longitudinal-élément en RHS.

La procédure de dimesionnement recommandée peut être résumée comme suit, pour desassemblages de plat longitudinal-élément en RHS comme indiqué à figure 10.2. (Remarquez que ladirection de la charge du plat est inclinée sur le poteau en RHS avec un angle �. Ceci implique quen'importe quelle orientation de la force résultante peut être traduite, comme une combinaison d'uneforce de cisaillement parallèle au poteau et d'une charge normale au poteau comme indiqué auparagraphe 5.1.) Ceci est applicable aux éléments en profils carrés et rectangulaires, chargés encompression axiale, en traction axiale ou sous charge axiale plus flexion. De la même manière, laméthode de dimensionnement est applicable aux contreventements (fixés sur les plats longitudinaux)chargés soit en traction axiale ou soit en compression axiale. L'assemblage doit être vérifié au niveaude la charge pondérée et au niveau de la charge non pondérée (service), comme indiqué ci-dessous.

1. La résistance pondérée de la face d'assemblage du RHS correspondant à unmécanisme de charnières plastiques, est donné par Np (Cao et al. 1998, 1998a; Kosteskiand Packer 2000, 2003a), où (voir figure 10.2):

Np* = • + 2 · 1 – �’ • · 1 – n2 ........................................10.1

L'équation 10.1 est une expression de résistance pondérée et comprend par conséquentun facteur de résistance implicite. �, de 1,0 (ou alternativement un facteur de résistancepartiel EC3 égal à l'unité) pour le dimensionnement à l'état limite. Ceci est dû au fait quel'assemblage est critique à la déformation et que la charge plastique calculée Np* est bieninférieure à la charge de rupture de l'assemblage.

Dans l'équation 10.1, n est un facteur de prise en compte l'influence de la contrainte normaletotale de l’élément poteau, et c'est le rapport de la contrainte normale nette appliquée et dela limite d'élasticité (σc/fc,y) sur la face du poteau en RHS, où la contrainte normale appliquéeest due à la charge axiale et/ou au moment de flexion. Pour une charge axiale pure dans lepoteau, il s'agit de la force axiale divisée par l'aire transversale du poteau. Si un moment deflexion est aussi présent dans le poteau, la contrainte axiale normale doit être augmentée ouréduite par la contrainte de flexion élastique au joint du plat. La contrainte σc doit être

2fc,ytc

(1 – �’)sin�

hp’

bc’( )

*

2

158

calculée sur le côté de l'assemblage qui produit l'impact le moins favorable sur la résistancede l'assemblages (souvent appelé le côté de “précharge”). La contrainte normale netteappliquée sur la face d'assemblage du RHS pouvant être en traction (n positif) oucompression (n négatif) et la charge axiale de l’élément de contreventement qui peut être entraction ou en compression offrent quatre scénarios possibles pour la direction de cescharges. Kosteski (2001), avec une analyse paramétrique par Éléments Finis, a prouvé qu'unseul des quatre scénarios possibles de combinaisons de charges (concrètement une tractionsimultanée du plat combinée avec une traction de la face d'assemblage de l’élémentprincipal) serait considéré comme très conservateur s'il était calculé en utilisant le facteur deréduction (1 – n2) dans l'équation 10.1. Par conséquent, l'utilisation du facteur de réduction(1 – n2) est conseillée pour tous les cas d'orientation de la charge.

2. La charge limite de service de la face d'assemblage du RHS, pour vérification de l'assem-blage sous charge de service ou charge non pondérée est donnée par Np,s1%. Celle-ci peutêtre calculée à partir de la résistance pondérée Np* de l'équation 10.1 pour plusieurs classes(élancement de la paroi) de poteaux en RHS, comme suit (Kosteski 2001):

pour classe 1 : Np,s1% = Np*/(1,5 – 0,9�’) ............................................10.2a

pour classe 2 : Np,s1% = Np*/(2,0 – 1,25�’) ............................................10.2b

pour classe 3 : Np,s1% = Np/(2,7 – 2�’) .............................................10.2c

Remarques : (a) La limite d'application pour des équations 10.1 et 10.2 est bc / tc � 40(b) Il est acceptable, et plus conservateur, d'utiliser les équations 10.1 et

10.2 en remplaçant bc par bc’, � par �’, et en paramétrant w = 0.

Une étude très complète aux Éléments Finis (Kosteski 2001) a conclu que la répartition decontrainte non uniforme dans le plat d'assemblage (généralement traitée à l'aide d'un facteurde largeur efficace) a un impact négligeable, pour les assemblage pratiques au niveau de lacharge du plat proportionnée avec la charge plastique de l'assemblage Np*. Par conséquent,une réduction de l'efficacité du plat (ou largeur efficace) ne doit pas obligatoirement êtreconsidérée dans le dimensionnement du plat (ou le dimensionnement de la soudure du plat).

Les conseils de dimensionnement, ci-après, ont été déduits d'une recherche dans laquellele plat longitudinal était situé le long de l'axe de l’élément en RHS. Une petite variante estparfois produite lorsque le plat longitudinal est décalé par rapport à la ligne d'épure dupoteau de telle sorte que la ligne d'épure de l'entretoise puisse coïncider avec celle dupoteau. Ceci peut entraîner une différence minime dans le comportement de l'assemblageet cette disposition géométrique est aussi acceptable.

10.1.1.1 Exemple de calcul d'un plat longitudinal sur un poteau en RHS

Un immeuble à ossature acier de plusieurs étages avec une hauteur d'étage de 4,5m, unelargeur de travée de 6m, est constitué partout d'assemblages “articulés” ou “simples”. Lastabilité vis à vis des charges latérales est obtenue par un contreventement en X sur unetravée. Les contreventements en X d'un étage bas sont en CHS de 89 x 3,8, Grade 350W(profils creux formés à froid avec une limite d'élasticité nominale de 350 N/mm2) et lespoteaux sont en RHS carrés de 178 x 178 x 6,4, Grade 350W également. Dans le casd'une combinaison de charge particulière, la force de traction pondérée dans uneentretoise, N+ = 250 kN et la charge de compression pondérée dans le poteau surl'assemblage, N– = 500 kN. (La charge non pondérée ou charge de service correspondantedans l'entretoise est Nun

+ = 167 kN). Vérification de la viabilité d'un assemblage avec platlongitudinal.

159

Résistance à la traction d'une entretoise en CHS :

N* = �1 Ag fy = (0,9)(1020)(0,350) Spécification CSA

= 321 kN

ou = �1 (0,85) Aefu = (0,9)(0,85)(1020)(0,450) Spécification CSA

= 351 kN

Un facteur de résistance de �1 = 0,9 a été utilisé pour la plasticité, et un facteur derésistance efficace de 0,9(0.85) = 0,77 pour la rupture.

� Limitation de la résistance en traction de l'entretoise (N*) = 321 kN > N+ = 250 kN. ✓

On considère qu'un tronçon de T épais est soudé à l'extrémité de l’élément entretoise enCHS et par conséquent, que la section nette efficace du CHS correspond à l'aire brute duCHS. Ceci est facilement réalisable (Packer and Henderson 1997), sur la base d'un anglede dispersion de la charge conservateur de 2,5 : 1 à partir de chaque face de l'âme dutronçon de T (Voir figure 10.3).

Figure 10.3 – Dispersion de la charge dans un assemblage d'un tronçon de T à l'extrémité d'unélément en CHS.

Elancement de l'entretoise en CHS :

Le /r = = 249 < 300. ✓ Spécification CSA

Ces entretoises en X sont relativement fortement chargées, mais cela est pertinent pourl'étage inférieur d'un immeuble à plusieurs étages.

Pour le plat longitudinal, essayez avec un plat de 200 x 10 mm, en utilisant un acier laminéà chaud avec une limite d'élasticité nominale de 300 N/mm2. L'angle platpoteau (�) est telque tan � = 6000/4500, par conséquent � = 53,1º. Boulonnez l'extrémité de l'entretoise(âme du tronçon de T) au plat longitudinal avec deux boulons M22 A325M (Grade 8.8),placés dans des trous percés de 24 mm de diamètre, et orientés en ligne dans le sens dela charge.

7500

30,1

160

Résistance au cisaillement des boulons (filetages exclus) :

Vb* = 2 x 127 kN Spécification CSA

= 254 kN > N+ = 250 kN

Résistance en traction du plat longitudinal imputable à la plastification de la section transversale :

N* = �1Agfy = 0,9(200)(10)(0,300) Spécification CSA

= 540 kN

Résistance en traction du plat longitudinal imputable à la rupture de la section nette auniveau du trou de boulon :

N* = �1(0,85)Aefu = 0,9(0,85)(200 – 24)(10)(0,450) Spécification CSA

= 606 kN

Résistance à la pression diamétrale du plat longitudinal au niveau des trous de boulons :

= 3 �3 tp db n fp,u Spécification CSA

= 3 (0,67)(10)(22)(2)(0,450) = 398 kN

� Limitation de la résistance du plat = 398 kN > N+ = 250 kN. ✓

Résistance de la soudure :

Pour la soudure d'angle sur le poteau, essayez une soudure d'angle de 6 mm (hauteur ducordon), utilisez une électrode avec une résistance ultime du métal d'apport = 480 N/mm2. Si onignore l'orientation de la charge vis à vis de l'axe de la soudure (ce qui est sécuritaire) uneméthode simple de traitement de la soudure donne une résistance pondérée de 0,914 kN/mm(Spécification CSA ).

� Résistance des soudures = 2 (0,914)

= 457 kN > N+ = 250 kN. ✓

Résistance pondérée de la face d'assemblage du RHS :

bc/tc = 178/6.35 = 28,0 � 40 ✓

n = �c/fc,y = = –0,336

w = 6 mm

�’ = = 0.128 hp’ = + 2(6) = 262 mm

� Np* = + 2· 1 – 0,128 · 1 – 0,3362 eqn. (10.1)

= 133 kN < N+ = 250 kN � incorrect

262

171.6(2(0,350)(6,35)2

(1 – 0,128) sin 53,1º

200

sin 53,1º

10 + 2(6)

178 – 6,35

–500/(4250)

0.350

200

sin 53,1º( )

)

161

Charge de service limite pour la face d'assemblage du RHS :

Même si l'assemblage est déjà jugé incorrect, le calcul final est réalisé pour montrer laprocédure. Ce poteau en RHS de 178 x 178 x 6,4 Grade 350W peut être considéré commeun profil de classe 2 (CSA 1994) étant donné que :

L'élancement du “plat” = ((178 – 4(6,35))/6,35 = 24,0 � 525/ fy = 28,1

Np,s1% = 133/(2,0 – 1,25(0,128)) équation (10.2b)

= 72 kN < 167 kN � incorrect

Cet exemple démontre que ce type d'assemblage n'est réellement adapté qu'auxentretoises faiblement chargées, étant donné que la résistance de l'assemblage estrelativement faible en raison du degré élevé de flexibilité. Par conséquent, des dispositionsalternatives d'assemblages plus résistants doivent être considérées, comme :

• un assemblage avec plat transversal sur le RHS• un assemblage avec plat traversant le RHS• un assemblage avec plat raidi sur le RHS.

Figure 10.4 – Types d'assemblages par plat sur RHS.

Ces types d'assemblages sont illustrés à figure 10.4 et sont décrits, ci-après, dans cechapitre. Une autre méthode de renforcement partiel d'un plat longitudinal, lorsqu'il estadjacent à une platine d'embase de poteau, est illustrée à la figure 10.5. En général, il fautnoter que dans de nombreux cas, particulièrement pour les immeubles peu élevés et à unseul étage, lorsque des contreventements sont calculés sur la base d'un élancementmaximal permis de (Le/r) et que les forces des entretoises sont faibles, l'assemblage parplat longitudinal non raidi sera applicable.

162

Figure 10.5 – Assemblage d'une diagonale en CHS sur un poteau en RHS au moyen d'un platlongitudinal.

10.1.2 Assemblage longitudinal “plat traversant sur poteau en RHS”

Ce type d'assemblage par plat est illustré à la figure 10.4(b). On peut considérer quel'assemblage longitudinal avec “plat traversant” aura une résistance qui sera environ deuxfois plus élevée que celle d'un assemblage par simple plat, grâce à la plastification dedeux faces du poteau en RHS, plutôt qu'une. Une étude expérimentale par Éléments Finis(Kosteski 2001; Kosteski and Packer 2001, 2003a) a en fait confirmé l'hypothèse qu'unassemblage par plat traversant peut être calculé comme ayant une résistance deux foisplus grande que celle d'un assemblage par simple plat. Par conséquent, la résistancepondérée d'un assemblage avec plat traversant est deux fois plus élevée que celledonnées par l'équation 10.1 et la charge limite de service pour l'assemblage est deux foiscelle donnée par l'équation 10.2.

Tandis que l'assemblage par simple plat est l'un des assemblages plat-poteau parmi lesmoins chers, l'assemblage avec plat traversant est considérée comme le plus cher du faitdu découpage nécessaire (Sherman 1996). Les ingénieurs de dimensionnement doiventaussi tenir compte du fait qu'une partie du plat traversant dépasse sur la face opposée duRHS (Voir figure 10.4(b)) et que cela peut avoir une incidence sur les assemblagesconcernant cette face du poteau en RHS.

10.1.3 Plat longitudinal raidi (Tronçon de T) sur poteau en RHS

Des recherches très importantes ont été récemment menées sur ce type d'assemblage(Kosteski and Packer 2000; Kosteski 2001; Kosteski and Packer 2001, 2001a, 2003;Yeomans 2001) et sont illustrées aux figures 10.4(c) et 10.6.

163

Figure 10.6 – Nomenclature des assemblages par plat longitudinal raidi sur un élément en RHS

Un assemblage par plat longitudinal raidi peut obtenir une résistance de calcul à l'état limitebien plus élevée, équivalente à la “l'empreinte” élargie du plat de renfort, par opposition àl'empreinte modeste du plat lui-même. Pour obtenir le meilleur bénéfice possible de cetteempreinte étendue, le plat de renfort doit être “effectivement rigide” par rapport à la faced'assemblage du RHS, de telle sorte qu'un mécanisme de plastification ne se produise passur le plat de renfort. Grâce aux expériences et aux données numériques produites parl'étude aux Éléments Finis, une expression empirique a été établie (Kosteski 2001; Kosteskiand Packer 2001a, 2003) pour déterminer l'épaisseur minimale du plat de renfortgarantissant cette rigidité effective. Cette épaisseur du plat de renfort, tsp est donnée par :

tsp � 0,5 tc exp (3�*) .......................................................................................10.3

où tsp est l'épaisseur du plat de renfort disposé parallèlement à la face du poteau en RHS.Le terme �* est le rapport entre la largeur du plat de renfort “non restrainte” et la largeur“efficace” du RHS, exprimé par :

�* = bsp*/bc’ = (bsp – 2w – bp) /(bc – tc) ......................................................10.4

La Figure 10.6 présente cette nomenclature sur une illustration d'un assemblage avec platlongitudinal raidi. L'équation 10.3 a été développée en tant qu'équation de dimensionnementconsolidée unique qui satisfait les conditions de résistance et d'état limite de service. Parconséquent, une fois que l'assemblage a un plat de renfort “effectivement rigide” de largeur bsp(voir figure 10.6), la résistance de l'assemblage peut être déterminée à partir de l'équation 10.1en utilisant les dimensions de l'empreinte du plat de renfort.

Pour l'assemblage avec plat longitudinal raidi, quelques autres états limites doivent aussiêtre vérifiés, qui sont :

(a) Plastification du plat longitudinal, due à la charge inégale, donnée par Kosteski (2001):

Np*= 0,8 �1 fp,y hp bp...........................................................................10.5

Largeur “non restreinte”

164

où �1 est un facteur de résistance pris égal à 0,9 pour un mode de ruine deplastification et 0,8 est un facteur de largeur efficace.

(b) La ruine de la paroi latérale du poteau, lorsque le rapport largeur du plat de

enfort “rigide” sur largeur du RHS est environ de 1 (c'est à dire lorsque bsp � bc).Pour de telles situations, les expressions pour la résistance de la paroi latérale du RHS (différentes pour un chargement en traction ou en compression ) sont données dans le tableau 3 du guide de dimensionnement du CIDECT No.3(Packer et al. 1992).

(c) Le poinçonnement de cisaillement de la face d'assemblage du RHS,

lorsque 0,85bc � bsp � bc – 2tc. Une expression pour la résistance au poinçonnement de la face d'assemblage du RHS (applicable pour un chargement en traction ou en compression du plat) est donnée dans le guide de dimensionnement du CIDECT No.3 (Packer et al. 1992).

10.1.4 Plat tranversal sur poteau en RHS

Ce type d'assemblage n'est pas communément utilisé pour assembler descontreventements à des poteaux, car le plat transversal doit être incliné suivant l'angle del'entretoise, comme montré à la figure 10.7.

Figure 10.7 – Plat transversal incliné soudé sur le côté “plat” d'un poteau en RHS.

Ceci impose une construction plus stricte et des tolérances de fabrication supérieures àcelles d'un assemblage par plat longitudinal normal. L'assemblage par plat transversal,lorsqu'il approche la largeur du poteau en RHS fournit néanmoins un assemblage plusrésistant et moins flexible que l'assemblage par plat longitudinal. Si un plat transversal estutilisé, il est conseillé d'avoir une largeur égale au côté “plat” de la face d'assemblage dupoteau en RHS et de faire une soudure tout autour du plat. Les assemblages par plattransversal sur poteau en RHS sont décrits en détail au chapitre 6 qui concerne lesassemblages semi-rigides de poutre en I avec poteaux en RHS. Ceci est dû au fait que lemoment de flexion d'une poutre en I directement soudée à un poteau en RHS peut êtreessentiellement assimilé à un couple de forces agissant sur les semelles de la poutre, cequi réduit par conséquent le dimensionnement de l'assemblage à celui de platstransversaux chargés axialement. Si un plat transversal inclinée est soudé à un poteau enRHS, comme à la figure 10.7, la résistance de l'assemblage doit être vérifiée enconsidérant juste la composante de la force de l'entretoise qui est perpendiculaire à la faced'assemblage du RHS.

165

10.2 Assemblages de contreventements sur poteaux en CHS

10.2.1 Plat longitudinal sur poteau CHS

Les plats orientés dans le sens de la longueur et soudés aux poteaux en CHS produisentdes assemblages relativement plus résistants et rigides que leurs contreparties en RHS,car à la charge transmise par le plat s'oppose l'effet d'arc de la paroi en anneau du poteauen CHS, plutôt que la flexion d'une face plane d'un poteau en RHS. Les conseils dedimensionnement pour ces assemblages sont principalement basés sur des essaisréalisés au Japon (Kurobane 1981) et sont aussi donnés dans le guide dedimensionnement du CIDECT No. 1 (Wardenier et al. 1991) Pour les assemblages avec desplats longitudinaux sur un ou deux côtés (opposés), deux modes de ruine doivent êtrevérifiés au niveau de la charge pondérée, aussi bien en traction axiale qu’en compressionaxiale, comme indiqué ci-après :

1. La résistance pondérée correspondant à la plastification de l’élément en CHS, Np*, où :

Np* = 5fc,y tc2 (1 + 0,25( hp’/dc)) f(n)/sin� ..............................................10.6a

L'inclusion du terme sin� indique que la charge axiale dans le plat est vraisemblablementinclinée avec un angle � sur l'axe du poteau en CHS (comme à la figure 10.2), et que lecomportement de l'assemblage est principalement commandé par la composante de laforce agissant de manière perpendiculaire à l'axe de l’élément en CHS. Dans l'équation10.6a le terme (hp’/dc) a une limite supérieure de 4,0, mais ceci devrait être acceptablepour des assemblages pratiques. Le terme f(n) est une fonction qui tient compte del'influence défavorable des charges de compression dans le poteau, où :

f(n) = 1 + 0,3n – 0,3n2, mais � 1,0, pour n < 0 (compression) .......................10.6b

ou

f(n) = 1,0 pour n � 0 (traction) ............................10.6c

Dans l'équation 10.6, n est le rapport �c/fc,y avec �c la contrainte normale dans le poteauen CHS au joint avec le plat, due à la charge axiale plus à la flexion (si applicable), sur lecôté de l'assemblage qui produit la valeur f(n) la plus élevée.

2. La résistance pondérée correspondant au poinçonnement de l’élément en CHS Np*,où :

Np* = (2bp + 2hp’) tc (fc,y / 3)/sin� ..................................................10.7

Dans les équations 10.6a et 10.7, lors du calcul de hp’, il est accepté et plus conservateurd'utiliser une valeur de w = 0.

10.2.2 “Plat traversant” longitudinal sur poteau en CHS

Les assemblages de “plat traversant” longitudinal sur des éléments en CHS (comme à lafigure 10.4 (b)) n'ont pas été étudiés par la communauté des chercheurs. L'équation 10.6aest une simplification des formules de dimensionnement données à l'origine pour lesassemblages en T (plat sur un côté du CHS) et les assemblages en X (plats sur les deuxcôtés opposés du CHS), la simplification étant conservatrice et destinée à couvrir plusieurs

165

166

conditions de charge (Wardenier et al.1991), il serait par conséquent prudent d'appliquerl'équation 10.6a, sans modification, pour les assemblages avec plat traversant longitudinal,pour le mode de ruine de plastification, en l'absence de preuves plus concluantes. Si le platest incliné d’un angle �, la zone d'assemblage le long du CHS est considérablement allongée,de telle sorte que l'application directe de l'équation 10.6a devrait être conservatrice. Pour lemode de ruine de poinçonnement de l’élément en CHS, la résistance pondérée devraitlogiquement être considérée comme le double de celle donnée par l'équation 10.7.

10.2.3 Plat longitudinal raidi (Tronçon de T) sur poteau en CHS

Les assemblages de plat longitudinal raidi (ou Tronçon de T) sur des éléments en CHS ne sontpas pratiques et ne sont vraisemblablement pas utilisés de manière généralisée, étant donnéque le plat de renfort (doublage ou collier) doit être adapté à la courbure de l’élément en CHS.Par conséquent, ces assemblages ne sont pas, ici, examinés en détails même si quelquesinformations détaillées peuvent être fournies sur un sujet similaire. (Choo et al. 1998).

10.2.4 Plat transversal sur poteau en CHS

Les assemblages de plats transversaux sur des éléments en CHS sont relativement communsdans les structures en CHS conçues en triangle puisque de nombreux fabricants essaientd'éviter les assemblages pleine section, tube-tube, avec découpe en forme des extrémitées, etont recours à la mise en place de plats aux extrémités des diagonales en CHS. Les commen-taires généraux contenus au paragraphe 10.1.4 s'appliquent de nouveau ici, et le dimension-nement des assemblages de plat transversal sur élément en CHS est examiné en détail auchapitre 6. Il faut noter, ici encore, que si un plat transversal incliné est soudé à un poteau enCHS, similaire à celui présenté à la figure 10.7, la résistance de l'assemblage doit être vérifiée enconsidérant la composante de la force de l'entretoise qui est perpendiculaire à l'axe du CHS.

10.3 Assemblages de contreventements sur poteaux en RHS et CHS soumis à descharges sismiques

Les contreventements sont des éléments importants de la résistance aux charges latéralespour le dimensionnement des structures antisismiques. Une philosophie de calculcourantes pour supporter des charges sismiques sévères et permettre aux éléments(contreventements) de présenter une capacité de déformation suffisante est que larésistance ultime de l'assemblage doit être supérieure ou égale à 1,2 fois la chargeplastique axiale de l’élément (contreventement), comme indiqué au paragraphe 7.4.

Même si cela n'a pas été démontré par la recherche, certains des assemblages présentésà la figure 10.4 peuvent ne pas remplir la condition de sur-résistance exigée dans uneossature à dissipation d'énergie. Les formules de résistance de l'assemblage Np* donnéesdans ce chapitre sont des expressions approchées de “limite d'élasticité”. Les équationsde résistance ultime de ces assemblages ne sont pas disponibles, mais l'Institutd'Architecture du Japon (AIJ 1990) propose que la limite d'élasticité d'un assemblageflexible soit divisée par 0,7 pour obtenir une “résistance ultime” lorsque ces informationsne sont pas disponibles. Sur cette base, la valeur calculée Np* devrait être :

Np*/0,7 � 1,2Agfy ..........................................................................10.8a

c'est à dire. Np* � 0,84(Agfy)contreventement .........................................................10.8b

10.4 Assemblages de fermes sur des poteaux

Il y a de nombreuses possibilités pour assembler des fermes sur des poteaux en profil creux,dans une construction simple (ou “articulée”). Les fermes avec tous types d'assemblages sont

167

facilement assemblées sur des poteaux en RHS ou CHS, les facteurs prioritaires étant la facilitéde fabrication et la simplicité de montage. Les assemblages fermes-poteaux sont généralementconfigurés pour un boulonnage sur site et les considérations normales de dimensionnement pourles constructions structurelles en acier s'appliquent ici. Vous trouverez quelques dispositionstypiques pour les fermes sur poteaux en profils creux à la figure 10.8.

Figure 10.8 – Dispositions typiques d'assemblages de fermes sur des poteaux en profils creux.

168

11 Raboutage de poteauLa plupart des profils creux peuvent normalement être livrés en longueurs de 12 à 15 m,et dans quelques cas en longueurs supérieures, par certains producteurs. Par conséquent,à moins que l'immeuble ait plus de 4 ou 5 étages, une simple longueur est généralementsuffisante. Si plus d'une longueur est nécessaire, un joint de raboutage est nécessaire pourles relier.

Au contraire de la plupart des profils structurels, les changements de l'épaisseur, dans unedimension nominale, sont faites à l'intérieur du profil et les dimensions extérieures restentles mêmes. Ceci signifie qu'à moins que la dimension nominale ne soit modifiée, quetoutes les longueurs des poutres seront identiques, ce qui entraîne des économies defabrication, de repérage et de montage.

Les raboutages de poteau sont généralement réalisés par des platines d'extrémitéboulonnées sur site ou par un soudage sur site. D'autres méthodes, comme celles quiutilisent des plats (éclisses) latéraux boulonnés, soit à l'intérieur soit à l'extérieur (voirparagraphe 11.1.2), des clous enfoncés au pistolet (voir paragraphe 11.3), etc. peuventêtre utilisées, mais elles ne sont généralement utilisées que dans des applicationsspéciales.

Les poteaux sont généralement des éléments chargés en compression avec uniquementde petits moments. Il en résulte, que l'ensemble de la section transversale aura un régimede contraintes de compression. Néanmoins, ceci ne signifie pas nécessairement que lesassemblages de raboutage de poteaux ne doivent pas être dimensionnés pour les chargesde traction, car généralement ces joints doivent être conçus pour garantir une certainecontinuité entre les deux profils qui sont joints. Dans les portiques, lorsque les momentssont élevés et que la traction intervient, et dans le cas d'une réaction d'appui négative, ledimensionnement sera généralement déterminé par les charges réellement appliquées.Plusieurs pays ont des exigences différentes pour la continuité minimale nécessaire aujoint et spécifient souvent une charge nominale ou un pourcentage de la capacité dupoteau ou la somme des charges appliquées aux poutres immédiatement sous leraboutage comme condition minimale. Dans les régions sismiques, une résistancecomplète de l'élément peut être exigée, ce qui dans de nombreux cas impose une unesoudure en bout à pleine pénétration (chanfrein) et pleine résistance.

Dans la plupart des cas, ces méthodes peuvent aussi être utilisées pour concevoir a) desembases articulées à réaction d'appui négative et b) des embases encastrées.

11.1 Poteaux ordinaires

11.1.1 Platines d'extrémité boulonnées

Il s'agit probablement de la méthode de raboutage la plus généralement utilisée,puisqu'elle rend les opérations sur site beaucoup plus simples.

Des platines d'extrémité pleines, plutôt que des platines d'extrémité “creuses” sont presquetoujours utilisées, à moins que des conditions spécifiques n'exigent d’utiliser ces dernières,comme par exemple l'exigence d'une armature de continuité dans un poteau rempli de béton.La soudure qui assemble le profil creux à la platine d'extrémité sera normalement une soudured'angle, mais dans quelques occasions, une soudure en bout (chanfrein) sera exigée. Ces deuxtypes de soudure sont illustrés à la figure 11.1.

11.1.1.1 Poteaux circulaires

Les raboutages de poteaux circulaires peuvent être dimensionnés de la même manière

169

que les brides en traction boulonnées décrites dans le guide de dimensionnement duCIDECT Nº1 (Wardenier et al.1991). En utilisant les symboles présentés à la figure 11.1 (enintégrant un facteur de résistance de 0,9) :

Épaisseur de la bride, tp � ........................................11.1

Nombre de boulons , n � 1 – + ..................................11.2

où f3 = k3 + k32 – 4 k1

k1 = ln(r2/r3) k3 = k1 + 2 ln = logarithme naturel

r1 = dc/2 + 2e1 r2 = dc /2 + e1 r3 = (dc – tc)/2

e1 = e2 est une autre condition pour cette méthodes simplifiée.

Nb* = résistance à la traction du boulon, sans majoration pour les forces de levier.

fp,y = limite d'élasticité du matériau de la bride.

Le terme – dans l'inégalité 11.2 représente le rapport de l'effet de levier

par boulon.

Figure 11.1 – Poteau circulaire avec brides d'extrémité boulonnées sur site.

0,9 fp,y � f3

2N+

0,9 Nb*N+

2k1

1

f3

1f3 ln(r1/r2)

1(

(

)

f3 ln(r1/r2)1( )

)

f3

1

170170

11.1.1.2 Poteaux carrés et rectangulaires

De très nombreuses recherches ont été réalisées sur les assemblages de brides boulonnéeentre les RHS, sous des charges de traction axiales, et ceci peut être appliqué aux raboutagede poteaux chargés en traction. Des méthodes relativement simples pour les assemblagesboulonnés sur juste deux côtés du RHS ont été proposées par Packer et al.(1989, 1992) etPacker and Henderson (1997), basées sur des variations du modèle de levier classique bi-dimensionnel d'un tronçon de T, qui date des années 60. (Struik and de Back 1969).Cependant, le boulonnage sur juste deux côtés du raboutage du poteau n'est généralementpas utilisé étant donné que l’élément devra vraisemblablement reprendre des moments deflexion. La législation récente (2002) sur la Sécurité et la Santé au travail des États-Unis(OSHA) exige en fait à présent que tous les poteaux (tous les poteaux sauf ceux légèrementchargés) soient munis d'embases avec quatre boulons d'ancrage minimum, et que cetteembase soit calculée pour un moment de renversement minimum selon les deux axes, mêmepour les embases “articulées”. Cette exigence a été introduite pour assurer une meilleurestabilité du poteau, et par conséquent une sécurité accrue pendant le montage. Si nousétendons cette même philosophie aux raboutages de poteaux par brides boulonnées, nousobtenons un meilleur résultat avec un boulonnage sur les quatre côtés de ces assemblages.

La recherche concernant les assemblages par brides chargées en traction pour des profilscreux carrés avec des boulons sur les quatre côtés a été réalisée par Mang (1980), Katoet Mukai (1982) et Caravaggio (1998) mais aucun d'entre eux n'a abouti à des méthodesde dimensionnement pratiques. Une étude plus récente de Willibald et al. (2002) a proposéune variente de la méthode de dimensionnement postulée à l'origine dans le AISC HSSConnections Manual (1997), qui est elle-même une extrapolation du modèlebidimensionnel du tronçon de T. Willibald et al. (2003) ont ensuite montré que cetteméthode de dimensionnement (le modèle AISC modifié) est aussi une approche préférablepour le dimensionnement des assemblages par brides sur des profils creux rectangulaires(outre les profils carrés) boulonnés sur les quatre côtés. Cette dernière publication(Willibald et al. 2003) conseille la méthode de dimensionnement suivante.

Dans une méthode de dimensionnement typique, la charge pondérée ainsi que ladimension du RHS sont connues (et les dimensions extérieures de la bride doivent êtrechoisies) avant de dimensionner l'assemblage. Les inconnues de l'assemblage sont parconséquent le nombre de boulons, leur diamètre et leur nuance ainsi que leur position surla bride, tout comme l'épaisseur de la bride. Comme première étape de dimensionnementaux états limites, la charge par boulon peut être calculée avec l'hypothèse qu'aucun effetde levier n'interviendra dans l'assemblage. Des boulons de la bonne dimension et d'unebonne nuance doivent être choisis de telle sorte que :

Nb* � N+/n ..............................................................................................11.3

La sélection établie doit à présent être vérifiée et l'épaisseur nécessaire de la bride doitêtre trouvée. La méthode de dimensionnement se réfère au modèle original du tronçon deT de Struik et de Back (1969), avec la charnière plastique interne adjacente à la faceextérieure du RHS et la charnière plastique externe suivant la ligne de boulons. Desrésultats des essais on peut déduire que les forces des boulons agissent quelque partentre l'axe des boulons et le bord de la tête des boulons, ce qui entraîne un petitchangement de position de la charnière plastique externe. Ensuite, les paramètresdimensionnels a’ et b’ sont calculés comme suit (voir figure 11.2) :

a’ = a + db/2 ............................................................................................11.4

avec la dimension limitée à un maximum de 1,25b dans les calculs (mais pasnécessairement pour les dimensions de la bride) et,.

171

b’ = b – db/2 ..............................................................................................11.5

Le coefficient � peut être déterminé :

� = b’/a’ ..............................................................................................11.6

Un “facteur de flexion temporaire” “�” est alors calculé par :

�’ = (1 /�) (Nb*/(N+/n) – 1) .........................................................................11.7

Figure 11.2 – Disposition d'un assemblage par brides boulonnées sur le côté pour poteau en RHS

Un autre coefficient �, qui intègre l'influence du pas des boulons p (voir figure 11.3) estcalculé comme suit :

� = 1 – dh/p ...............................................................................................11.8

où dh est le diamètre du trou du boulon.

Figure 11.3 – Définition du pas des boulons pour les assemblages par brides de RHS.

172

Le pas des boulons p est calculé comme la hauteur/largeur de la bride divisée par lenombre de boulons parallèles à la hauteur/largeur de la bride sur un côté. Si la bride n'estpas carrée, p doit être choisi comme la valeur minimale du pas des boulons pour le côtélong et court (en considérant des valeurs égales de a et b, comme indiqué à la figure 11.2,sur les côtés courts et longs de la bride).

À l'aide des résultats des équations 11.7 et 11.8 le coefficient ’ est calculé :

Si �’ � 1,0 alors ’ = 1,0

Si �’ < 1,0 alors ’ = (1/�) (�’ /(1 – �’)) .......................................................................11.9

mais 0 � ’ � 1,0

Finalement, en comparant le moment plastique par unité de largeur de la bride (tp2 fp,y/4)avec la résistance des boulons et l'effet de levier ’, l'épaisseur requise de la bride peutêtre calculée comme suit :

trequise = ...................................................................11.10

Un facteur de résistance de �1 = 0,9 est conseillé.

11.1.2 Couvre-joints boulonnés

Cette méthode n'est adaptée que pour les poteaux en profils creux carré et rectangulaire etles détails typiques sont montrés à la figure 11.4. Les plats peuvent être sur deux ou quatrecôtés, en fonction des charges qui doivent être supportées, à l'intérieur ou à l'extérieur duprofil creux.

Un espace comme montré à la figure 11.4, ou aucun espace peut être laissé entre lesextrémités des profils creux. Toutefois, la fabrication et le montage, dans le dernier cas, sontbeaucoup plus difficiles, parce qu'il doit y avoir une tolérance quasi nulle sur les longueursdes poteaux et les orifices des boulons pour s'assurer qu'un appui total a bien lieu. Dans laplupart des cas, par conséquent, les plats et les boulons doivent être calculés pour supporterla charge totale du poteau.

En fonction de l'épaisseur du poteau pour les plats externes, et de l'épaisseur du plat pour lesplats internes, l'épaisseur interne peut être soit percée et taraudée de manière classique, soitmunie d'une système de boulonnage aveugle, si elle est trop mince pour cela (voir chapitre 3).

Une alternative à la disposition présentée à la figure 11.4, pourrait être de souder les plats àl'extrémité d'une partie du poteau et de les boulonner sur l'autre.

Figure 11.4 – Plats latéraux boulonnés (externe à gauche et interne à droite).

4(N+/n)b’

�1p fp,y (1 + �’)

173

11.1.3 Soudage

Le soudage peut être utilisé pour tous les profils creux et les détails typiques sont illustrés à lafigure 11.5. Les soudures peuvent être à pénétration totale ou partielle et doivent être dimensionnées

Figure 11.5 – Joints de poteau plat – soudage sur site avec une pièce de renfort de soudure.

pour supporter les charges nécessaires spécifiées par le code de dimensionnement ou parla spécification utilisée. Des pièces support de la soudure sont normalement requises pourles soudures à pleine profondeur.

Les soudures doivent être réalisées avec la même dimension sur toute la périphérie du profil creux.

11.1.4 Raboutages soudés de poteaux dans les régions sismiques

Ce paragraphe décrit les conditions de dimensionnement et les pratiques à utiliser pourles raboutages des poteaux des portiques et des structures contreventées dans les zonessismiques. Les raboutages de poteau sont des éléments importants pour conserverl'intégrité des structures parce que les raboutages sont comme les poteaux eux-mêmesdes éléments de transfert des charges de gravité critiques et doivent être conçus pourpermettre une marge de sécurité importante.

Les Clauses Sismiques de AISC (1997a, 2000) spécifient que les raboutages de poteauxdans les portiques spéciaux ne doivent pas être positionnés à moins 1200 mm desassemblages poutre-poteau. Si la hauteur du poteau est inférieure à 2400 mm, leraboutage peut être placé à mi-hauteur du poteau. Ces exigences ont pour but de réduirela sollicitation de flexion sur le joint ainsi que de simplifier le montage sur site et laconstruction par une meilleure accessibilité. De plus, les clauses AISC exigent l'utilisationde joints soudés avec chanfrein et soudures CJP pour les raboutages de poteau desportiques spéciaux. Alors, les raboutages de poteau ont une résistance pratiquementcomparable à celle des poteaux et aucun calcul de résistance supplémentaire n'est requis.

Les recommandations de dimensionnement de l'AIJ (2001) permettent l'utilisation de jointssoudés avec chanfrein et soudures PJP pour les raboutages de poteau des portiques etdes structures contreventées, à condition que les contraintes dans les raboutages soientmaintenues dans un régime élastique. Notez que les joints soudés doivent être continussur toute la périphérie du poteau comme montré à la figure 11.6.

174

Figure 11.6 – Raboutage de poteau par joint soudé avec chanfrein et soudure PJP.

Les charges de dimensionnement axiales, de flexion et de cisaillement sur le joint sontcelles déterminées à l'état limite par une analyse globale plastique et qui sont repérées parNc,s, Mc,s et Vc,s. Pour les poteaux en RHS, les formules de dimensionnement suivantessont fournies :

+ + � 1,0 ........................................................11.11

dans laquelle la charge de flexion pondérée de calcul Mc,s ne doit pas être inférieure à lamoitié du moment plastique nominal du poteau. Concrètement,

Mc,s � 0,5Welfc,y .................................................................................11.12

Dans les équations ci-dessus :

fc,y limite d'élasticité de dimensionnement du plus faible desmatériaux du raboutage avec un métal d'apport correspondant

Msoudé,y = Wel,soudéfc,y moment plastique du joint soudé avec chanfrein et soudure PJP

Nsoudé,y = Ae,soudéfc,y force plastique axiale du joint soudé avec chanfrein et soudure PJP

Vsoudé,y = Ae,w,soudéfc,y/ 3 force plastique de cisaillement du joint soudé avec chanfrein etsoudure PJP.

Wel le plus petit des modules de flexion élastique des poteaux assemblés

= 1,2 facteur de sur-résistanceoùAe,soudé aire transversale efficace du joint soudé avec chanfrein et soudure PJP

Ae,w,soudé aire transversale efficace du joint soudé avec chanfrein et soudure PJP à l'âme du poteau.

M

M� �c,s

soudé, y

NN

c,s

soudé,

y

2V

V� �c,s

soudé, y

2

175

Wel,soudé module de flexion élastique de l'aire transversale efficace du joint soudéavec chanfrein et soudure PJP

Aucune formule de dimensionnement pour les raboutages soudés de poteaux en CHSavec chanfrein et soudure PJP n'est fournie dans les recommandations de l'AIJ.

Le soudage est réalisé pour obtenir une épaisseur de gorge efficace “a” de telle sorte queles charges Nc,s, Mc,s et Vc,s soient transmises par les soudures. Il n'est pas conseillé deprendre en compte des contraintes de contact, parce que la préparation des extrémitéspour un contact complet appelle une précision élevée non réaliste. Il faut noter que dansl'équation 11.11 la résistance des soudures PJP par unité d'aire est considérée commeégale à celle des soudures CJP, ce qui donne comme résultat une augmentation de13 à41% de la résistance de dimensionnement des soudures PJP comparativement à undimensionnement suivant L'Eurocode 3. Cette augmentation de résistance s'appuie surune analyse statistique de nombreux résultats d'essais passés de joints soudés PJP ainsique sur des raboutages soudés de poteaux avec chanfrein et soudures PJP (AIJ 2001).

Les recommandations de l'AIJ montrent aussi des formules de dimensionnement pour lesraboutages de poteaux boulonnés. Ces formules concernent les boulons à hauterésistance dans les assemblages résistant au glissement et ne sont applicables que pourles poteaux à section ouverte. Même si les détails ne sont pas présentés ici, la procédurede dimensionnement pour les assemblages boulonnés est identique à celle décrite pourles joints soudés PJP. Le joint est conçu pour ne pas dépasser la charge plastique deséléments d'éclissage et la résistance au glissement des joints boulonnés sous les chargesN c,s, Mc,s et Vc,s.

Les clauses anti-sismiques de l'AISC permettent aussi l'utilisation des raboutages depoteaux par soudure PJP pour les portiques, à l'exclusion de ceux avec moment spécial,si les raboutages sont situés à mi-hauteur des poteaux comme indiqué ci-dessus.Toutefois, l'AISC impose des conditions beaucoup plus strictes que l'AIJ. Par exemple,l'AISC stipule que les raboutages de poteaux avec chanfrein et soudés PJP aient unerésistance égale à 200% de la résistance requise.

Les conditions, ci-dessus, pour les raboutages de poteaux avec des joints soudés PJP sont celles préconisées pour les configurations communes de portiques. Unerésistance supplémentaire et d'autres détails peuvent être nécessaires pour desconditions telles que : poteaux pour grands étages, modifications importantes desdimensions du poteau au joint, ou lorsqu'il existe la possibilité d'un gradient de momentde flexion dans le poteau (SEAOC 1996). Les raboutages de poteaux avec joints soudésen CJP doivent être adoptés dans ces cas ainsi que pour les poteaux en CHS.

11.2 Poteaux remplis de béton

Vous trouverez plus d'informations sur les méthodes de remplissage et sur le dimension-nement des poteaux en profil creux remplis de béton dans le guide de dimensionnementdu CIDECT N5 (Bergmann et al. 1995). Les soudures d'assemblage pour les élémentsprincipaux doivent être réalisées avant le remplissage de béton, mais celles avec un faibleapport thermique, ainsi que sur les éléments secondaires, peuvent être faites après leremplissage.

176

Le raboutage peut être soudé ou boulonné. Si la continuité du béton et d'une armaturedans le raboutage est nécessaire, le remplissage doit généralement être fait sur site. Dansce cas, le béton doit être arrêté au-dessous du joint, à environ 150 mm pour un joint soudé,et l'armature doit traverser le joint (voir figure 11.7). Après montage du profil du poteausuivant, sa mise en place et l'installation de l'armature, le remplissage de béton peutcontinuer.

Figure 11.7 – Raboutage de poteaux remplis de béton, avec continuité du béton et de l'armature.

11.3 Clouage des mâts

Même s'ils ne sont pas encore utilisés dans la construction d'immeubles, l'utilisation declous enfoncés au pistolet (ou fixations avec pistolet) est possible dans quelquesapplications spécifiques, telles que les mâts supports de lignes de distributiond'électricité. Cette méthode n'est appropriée que pour des applications où les profils creuxsont utilisés, mais peut être une alternative économique au soudage ou au boulonnage.

Quelques vues de détails d'assemblages cloués sont présentées à la figure 11.8. Le schéma degauche représente un assemblage avec enmanchement tube dans tube et à droite unassemblage avec manchon. L'assemblage avec manchon permet de connecter deux tubes demême diamètre extérieur et le manchon peut aussi être soudé en atelier sur l'une des parties dumât, pour faciliter le montage et réduire les opérations de clouage sur site.

Figure 11.8 – Raboutages avec joint réalisé par clouage au pistolet.

177

Dans une condition de charge statique, les modes de ruine critiques pour ces assemblagessont : cisaillement des clous, pression diamétrale du métal de base (tube), et rupture de lasection nette du métal de base (tube). Ce dernier mode de ruine n'est approprié que sousun chargement en traction de l'assemblage, mais le cisaillement des clous et la ruine depression diamétrale sont appropriés sous des chargements de traction et de compression.La charge nette d'un assemblage cloué, ou d'une partie de la circonférence d'unassemblage cloué, dans un raboutage de mât, peut être déterminée à partir descombinaisons de charges applicables de charge axiale ou de charge axiale plus flexion. Lestrois modes de ruine cités, ci-dessus, ont été vérifiés pour des clous en acier au carbone etpour les clous en acier inoxydable, et même pour les deux types de clous avec chargestatique et charge de fatigue (Packer, 1996, Kosteski et al.2000, Lecce and Packer 2003).Vous pourrez trouver d'autres descriptions de cette technique de clouage dans le guide dedimensionnement Nº6 du CIDECT (Wardenier et al. 1995) et No. 7 (Dutta et al. 1998).

Au contraire des boulons standards, il n'y a pas de norme nationale ou internationalepubliée concernant les dimensions et les résistances des clous (ou éléments de fixationenfoncés au pistolet). Par conséquent, les propriétés géométriques et les résistancesmécaniques minimums garanties doivent être indiquées par le fabricant. Les expressionsde résistance d'assemblage suivantes (pour un groupe de n clous) sont généralementutilisées (Lecce et Packer 2003) pour les trois modes de ruine potentiels possibles :

cisaillement des clous : Vn* = �3 n An fn,u / 3 ...................... 11.13

pression diamétrale du tube : Bc* = 3·�3 dntc n fc,u ........................11.14(n'importe quel tube)

Rupture de la section nette du tube: Nc* = �2 ( Ac – dn nr tc )fc,u..................11.15(n'importe quel tube)

Dans les descriptions suivantes, les facteurs de résistance de �2 = 0,75 et �3 = 0,67 sontconseillés, n est le nombre total de clous considéré, nr le nombre de clous par rangée, dn lediamètre de la tige du clou, Ac la section transversale brute du tube (poteau) considéré, Anla zone transversale du clou, tc, l'épaisseur du tube considéré, fc,u la résistance ultime entraction du matériau du tube (poteau) et fn,u la résistance ultime en traction ultime dumatériau du clou.

11.4 Exemple de dimensionnement

11.4.1 Platines d'extrémité boulonnées

L'exemple suivant est basé sur un poteau portant une charge axiale de compression et unmoment de flexion. Les méthodes de dimensionnement des raboutages par bridesboulonnés ne sont généralement basées que sur un chargement axial, de telle sortequ'une charge axiale hypothétique/effective, basée sur les charges de compressionpondérées réelles, axiale (Nc) et due au moment (Mc), doit être utilisée et déterminéecomme suit :

charge axiale effective = (–Nc/Ac ± Mc/(Wel,c où Wpl,c)) Ac ........................................11.16

Si la charge axiale effective est en traction, le joint doit être calculé pour le maximum de la chargede traction axiale effective et la charge de traction nominale minimum indiquée dans laspécification de dimensionnement utilisée (voir introduction au chapitre 11). Si la charge axialeeffective est en compression, le joint doit être calculé pour la charge de traction nominale minimumrequise selon la spécification de dimensionnement utilisée (voir introduction au chapitre 11).

178

11.4.1.1 Brides d'extrémités boulonnées et poteaux circulaires

Hypothèses :a) le poteau est totalement en compression,b) le poteau mesure 406,4 x 12,5 avec une limite d'élasticité de 355 N/mm2,c) la bride a une limite d'élasticité de 275 N/mm2,d) la charge de traction nominale minimum requise (Nc ou N+) pour la spécification

de dimensionnement est d'environ 20% de la capacité du poteau, c'est à dire 100 kN.

Déterminer: a) l'épaisseur de la bride, tp, et b) le nombre de boulons, n.

1) La dimension des boulons doit être M24 ou M20 grade 8.8.

Résistance en traction des boulons selon EC3,

Nb = 0,9 fb,u Ab/�Mb

= 0,9 (0,800)(353)/1,25 = 203 kN pour M24

= 0,9 (0,800)(245)/1,25 = 141 kN pour M20

2) Plan des brides d'extrémité (figure 11.1) e1 = e2 = 35 mm

3) Détermination des paramètres d'assemblage

r1 = dc/2 + 2e1 = 406,4/2 + 2(35) = 273,2r2 = dc/2 + e1 = 406,4/2 + 35 = 238,2r3 = (dc – tc)/2 = (406,4 – 12,5)/2 = 196,95k1 = ln(r2/r3) = ln(238,2/196,95) = 0,190k3 = k1 + 2 = 0,190 + 2 = 2,19

f3 = k3 + k32 – 4 k1 = 2,19 + 2,192 – 4(0,19) = 11,05

Épaisseur de la bride tp � = = 16,0

Utilisez une bride de 16 mm

Nombre de boulons, n � 1 – +

� 1 – + = 9,5 pour M24

� 1 – + = 13,6 pour M20

Utilisez 10 boulons pour des boulons M24ou Utilisez 14 boulons pour des boulons M20

*

2k1

1 ( ) ( )2(0,190)1

0,9 fp,y � f3

2N+

0,9 Nb*N+

0,9(0,275)�(11,05)

2(1100)

f3

1f3 ln(r1/r2)

1( )0,9(203)

110011,05

111,05 In(273,2/238,2)

1( )0,9(141)

110011,05

111,05 In(273,2/238,2)

1( )•••

•••

179

12 Table des symboles et des abréviations

12.1 Abréviations des organismes

AIJ Institut d’Architecture du Japon (Architectural Institute of Japan)AISC Institut Américain pour la Construction en Acier (American Institute of Steel

Construction)ASTM Société Americaine d'Essais et Matériaux (American Society for Testing and

Materials)AWS Société Americaine de Soudure (American Welding Society)CEN Comité Européen de NormalisationCISC Institut Canadien pour la Construction en Acier (Canadian Institute of Steel

Construction)CSA Association Canadienne de Normalisation (Canadian Standards Association)FEMA Agence Fédérale pour la Gestion d’Urgence (Federal Emergency Management

Agency, USA)IIW Institut International de Soudure (International Institute of Welding)ISO Organisation International de Normalisation (International Standards Organisation)JIS Normalisation Industrielle Japonaise (Japanese Industrial Standard)SAC Un partenariat entre SEAOC, ATC et CUREESEAOC Association des Ingénieurs Structurels de Californie (Structural Engineers

Association of California)

12.2 Autres abréviations

CHS profil creux circulaireRBS profil de poutre réduit RHS profil creux rectangulaire ou carré CJP joint à pleine pénétration (soudure)CVN Entaille en V HAZ Zone Affectée Thermiquement (ZAT)PJP joint à pénétration partielle (soudure)

12.3 Symboles généraux

A aireB* résistance de portanceB charge de portanceC rigidité de rotation de l'assemblageE module d'élasticité longitudinal G module d'élasticité transversalI moment d'inertie de flexionJ rapport de charge entre sollicitations dans le plan et hors plan de la poutre K rigidité axiale, rigidité de la poutreL longueurM* résistance au moment ou à la flexion M moment appliqué agissant sur l'assemblageN* résistance à la charge axiale N force axiale agissant sur l'assemblageP force axiale agissant sur un élément de l'assemblageR résistance en général, facteur de réduction ou capacité de rotationS rigidité généralementV* résistance au cisaillement

180

V effort de cisaillementW module de flexion

a épaisseur de la gorge de soudure ou dimension en généralb largeur c dimension en général ou constanted diamètree excentricitée1,2 distance entre le tube et l'axe du boulon, distance entre l'axe du boulon et le bord

du plat.f résistance nominale du matériau, par ex. fu = résistance nominale à la traction du

matériaug espacement des boulons en travers de la face du poteauh hauteur ou largeur de la face du poteau non reliée à la poutrek rigidité du modèle de ressortn nombre de fixations ou de rangées de fixations ou contrainte du poteau divisée

par la limite d'élasticité du poteau.n’ rapport de pré-contrainte du poteau = “pré-contrainte” du poteau divisée par la

limite d'élasticité du poteau.q facteur de comportement sismique ou charge uniformément répartiep pas des boulons ou largeur de semelles additionnellesr rayon, rayon de girations distancet épaisseur w longueur d'une soudure d'anglex distance entre l'axe neutre et la semelle comprimée

facteur de réduction de la contrainte ou angle de facteur de sur-résistance� rapport entre largeur de l'assemblage et largeur du poteau, ou une constante. �’ rapport entre largeur efficace de l'assemblage et largeur du poteau, ou une

constante.� déformation de cisaillement ou rapport demi-largeur du poteau (diamètre) sur

épaisseur.�M facteur partiel de sécurité pour la résistance � 1/�� déplacement ou inclinaison entre-étages déformation� facteur de résistance (ou de capacité) � 1/�M ou rotation� rapport entre hauteur de l'assemblage (poutre) et largeur du poteau, ou facteur

de déformation plastique cumulative.� angle� contrainte ou résistance réelle, par ex.�y = limite d'élasticité réelle rapport d'épaisseurs entre poutre et poteau �L allongement

12.4 Indices

b poutre ou boulon ou portancebs joint de poutrec poteau ou béton, par ex. Ac,c = aire du béton dans le poteau rempli de bétoncf face du poteaud diaphragmee efficace ou estimé

181

el élastiquef semelle, par ex.b,f = épaisseur de semelle de la poutre, ou faceg brute, par ex Ag = surface bruteh trou ou horizontalip dans le planj joint ou assemblage, par ex. Nj*= résistance à la charge axiale de jointm moyennen clou, ou nette, par exemple An = aire netteop hors planp plat, panneau ou poinçonnementpl plastiques raboutage ou distance sp raidisseuru ultimeun charge non pondérée (de service ou spécifiée)v cisaillement ou distance verticale w âme, par ex , tb,w = épaisseur d'âme de la poutrey élasticité

12.5 Exposants

+ positive ou de traction, par exemple . N+ = force de traction– négative ou de compression, par ex. N– = force de compression* capacité ou résistance

Les symboles qui ne sont pas présentés ici sont spécifiquement indiqués à l'endroit où ilssont utilisés.

Dans tous les calculs, les propriétés nominales mécaniques et géométriques doivent êtreutilisées.

182

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Zoetemeijer, P., 1974 : A design method for the tension side of statically loaded, boltedbeam-to-column connections. Heron, Vol. 20, No.1, pp. 1–59.

196

Annexe A : Recherche sur les diaphragmes traversants

Description des résultats des essais obtenus grâce à une recherche à grande échelle surles assemblages de poutre-poteau en RHS avec diaphragmes traversants.

A.1 Résumé des essais

Une recherche à grande échelle sur le comportement des assemblages poutre-poteau aété réalisée après le tremblement de terre de Kobe en collaboration avec 7 universités. (AIJKinki 1997). Les assemblages sélectionnés pour l'étude étaient composés de poteaux enRHS et de poutres en profilés I, avec des diaphragmes traversants au niveau des semellesdes poutres et avec des détails conventionnels et améliorés. Au total 86 spécimens ont ététestés.

Tous les spécimens étaient configurés pour former un assemblage en forme de T avec unepoutre unique en profilé I reliée à un côté d'un poteau en RHS. Les détails de cesassemblages peuvent être divisés en deux grands groupes en fonction du dimension-nement applicable au soudage en atelier ou au soudage sur site. Les semelles de poutreétaient soudées avec chanfrein aux diaphragmes traversants, tandis que les âmes depoutre étaient soit soudées aux faces du poteau soit boulonnées par des attaches decisaillement. La Figure A.1 illustre ces deux détails d'assemblage représentatifs.

Fig A.1 – Exemples de dimensionnement d'assemblages conventionnels.

Trois différentes nuances d'acier furent utilisées pour les poutre. L'acier avec ladésignation SS est un acier ordinaire bas carbone utilisé dans les structures et l'acier avecla désignation SN est un nouvel acier pour lequel les plages de la limite d'élasticité sontspécifiées dans les Normes Industrielles japonaises. Les dimensions et propriétésmécaniques des matériaux de la poutre sont résumées dans le tableau A.1.

SOUDURE EN ATELIER SOUDURE SUR SITE

197

Tableau A.1 – Dimensions et propriétés mécaniques des matériaux de la poutre.

L'une des variables importantes dans les détails d'assemblage était le type de grugeagede la poutre. Le grugeage courant de poutre et les grugeages améliorés de types A et Bsont présentés à la figure 8.2. Le grugeage courant a été réalisé par une découpe avec unrayon de 35 mm. Cependant, un retour avec un rayon de moins de 10 mm a aussi étéréalisé dans le congé là où le trou de grugeage entre en contact avec la semelle de lapoutre. Le grugeage amélioré pour les assemblages soudés sur site était similaire à celuidu grugeage amélioré type B pour les assemblages soudés en atelier comme montré à lafigure A.2. Toutefois, une amélioration supplémentaire a été apportée en allongeant unepartie du diaphragme vers la semelle de la poutre.

Figure A.2 – Assemblage amélioré pour les applications avec soudage sur site.

198

Les lattes de support étaient soudées par soudure d'angle aux semelles de la poutre sur un quartde la largeur de la poutre selon les recommandations AIJ (AIJ 1995) dans tous les spécimensconventionnels et améliorés. Ceci est dû au fait que les résultats des essais passés ainsi que lesdommages sur les assemblages lors du tremblement de terre de Kobe ont indiqué que laprésence de soudures d'angle juste devant le grugeage de la poutre étaient dommageable etentraînait souvent des ruptures fragiles démarrant aux congés des grugeages.

Les supports de soudure utilisés étaient de deux types : des supports en acier et dessupports flux. Bien que les supports en acier soient le plus fréquemment utilisées, lessupports flux sont utilisés plus spécialement par les fabricants japonais. Les supports fluxsont des éléments de support arrière du bain de fusion fabriqués en céramique . Lorsquedes supports en acier étaient utilisées au niveau des angles des diaphragmes traversantset des semelles de poutre et laissés tels quels après soudage, des fissures demarraientfréquemment à partir d'entailles formées à la racine des soudures dans les zones nonfondues entre les supports de soudure et les semelles de poutre. Ces fissures détérioraientde manière significative la capacité de rotation des poutres. Deux méthodes différentes desoudage étaient spécifiées pour la fabrication des spécimens, qui étaient appelées multi-passes pour chaque couche et simple passe pour chaque couche. Les deux profilstransversaux des cordons de soudure sont comparés à la figure A.3. Ici, la premièreprocédure de soudage est appelée passes de renfort, tandis que la dernière est appeléepasses balancées. Les passes balancées fournissent un meilleur taux de dépôt de métalsoudé et un plus grand apport de chaleur, qui favorise le grossissement des grains dansla ZAT (HAZ) et entraine une perte de ténacité.

Figure A.3 – Profil transversal des cordons de soudure.

Sur les 86 spécimens, 8 ont été testés en conditions de charge dynamique avec unevitesse comprise entre 1 Hz et 0,6 Hz et 12 spécimens ont été testés à une températurede –23 ºC. Les autres spécimens ont été soumis à un chargement cyclique appliquélentement à température ambiante. Tous les spécimens ont été testés dans des séquencesde chargement prédéterminées comme suit : au moins 2 cycles de chargement inversésdans une zone élastique puis, chargement cyclique avec déplacement contrôlé etaccroissement d'amplitude telle 2�pl, 4�pl, 6�pl,... jusqu'à la ruine, où �pl correspond à larotation élastique de la poutre sous moment plastique complet Mpl (voir paragraphe A.4).Deux cycles de chargement étaient appliqués à chaque incrément de déplacement.

Sur 86 spécimens, 70 spécimens ont montré une rupture fragile ou un déchirement ductileen traction tandis que les 16 spécimens restants atteignaient les charges maximalespermettant le voilement des éléments plats des extrémités de la poutre. Les modes deruine en traction peuvent être subdivisés en 2 grands groupes : ceux qui se sont rompusà cause de fissures démarrant aux talons des grugeages de poutre et les autres qui se sontrompus dans la soudure ou dans les zones affectées thermiquement (ZAT) des souduresCJP avec chanfrein des extrémités des semelles de la poutre. La plupart des rupturesappartenant au dernier mode de ruine démarrèrent aux extrémités (départ et arrêt) dessoudures avec chanfrein entre les semelles de la poutre et les diaphragmes traversants.

199

A.2 Évaluation de la capacité de rotation des poutres

Parmi plusieurs facteurs qui pourraient détériorer la performance des assemblages, cesrésultats de recherche ont révélé que les 4 facteurs suivants ont eu une part importantedans la réduction de la capacité de rotation des assemblages poutre-poteau. Ces facteurscomprennent le grugeage de poutre conventionnel, le support de soudure en acier, lescordons de soudure et le soudage réalisé par du personnel mal formé à ce travail. L'un desautres facteurs importants est le facteur matériau dont les effets n'ont pas pu être évaluéspar ces essais. Il faut néanmoins noter que les propriétés de ténacité, des matériaux debase et de soudage utilisés dans ces essais, étaient supérieures à la valeur minimalespécifiée de 27 J à 0 ºC donnée au paragraphe 7.2, d'après des résultats d'essais deflexion par choc Charpy V.

La réduction dans le facteur de déformation plastique cumulative � est indiquée par Ravec un indice représentant la cause de la réduction. Chaque valeur de R est calculéecomme la différence entre � pour les deux cas opposés, concrètement les cas avec desdétails conventionnels et améliorés. Les valeurs suivantes sont les valeurs R évaluées.

Si la ruine a été provoquée par une rupture à partir du congé du grugeage de la poutre,

RGRUGEAGE CONVENTIONNEL = 56,7 – 40,1 � 17 ........................................... A.1

Si la ruine a été provoquée par une rupture à partir des joints soudés, les 3 réductionsdifférentes suivantes ont été jugées significatives :

RSUPPORT ACIER = 59,5 – 37,8 � 22 ................................................................ A.2

La réduction ci-dessus est due à la différence entre les supports flux et les supports enacier mais n'est pas applicable aux assemblages avec soudure sur site et avec lesgrugeages de poutre améliorés utilisés dans ces essais. Ceci est dû au fait que lesassemblages améliorés avec soudures sur site avaient des bords droits aux terminaisonsdes soudures avec chanfrein.

RPASSES BALANCEES = 52,8 – 39,2 � 14 .......................................................... A.3

RSUPPORT FLUX = 59,5 – 43,2 � 16 ................................................................. A.4

La dernière réduction (équation A.4) n'est applicable que pour les assemblages soudés sursite en ce qui concerne les résultats de ces essais. Ceci est dû au fait que les soudeursspécialisés dans les soudures sur site n'étaient pas habituer à utiliser des supports flux.

Sur 86 spécimens, 24 spécimens avaient des détails améliorés dans le profil desgrugeages de poutre et dans les supports de soudure, et avaient été soudés à l'aide depasses balancées par des soudeurs expérimentés. Ces spécimens n'avaient pas besoinde réduction dans �. Ces spécimens ont montré une valeur moyenne � de 67,3. Parconséquent, la valeur estimée du facteur de déformation plastique cumulative �e peut êtredonnées par la plus petite des équations A.5, A.6 et A.7.

Si la fissure démarre aux talons des grugeages de poutre.

�e = 67 – RGRUGEAGE CONVENTIONNEL ........................................................... A.5

200

Si la fissure démarre dans les soudures CJP avec chanfrein aux extrémités de la poutre.

�e = 67 – RPASSES BALANCEES – RSUPPORT ACIER ............................................ A.6

Si la fissure démarre dans les soudures CJP avec chanfrein aux extrémités de la poutre,pour des assemblages soudés sur site.

�e = 67 – RPASSES BALANCEES – RSUPPORT FLUX ............................................ A.7

Pour les assemblages avec détails améliorés, les valeurs R correspondant auxaméliorations sont considérées comme nulles dans les 3 équations ci-dessus.

Les facteurs de déformation plastique cumulative sont calculés pour tous les spécimenscompris dans l'étude à grande échelle. Les rapports des valeurs � observées et de �prédites se répartissent comme montré à la figure A.4.

Figure A.4 – Histogrammes présentant les répartitions des essais suivant les rapports prédits.

Les équations ci-dessus surestiment légèrement la capacité de déformation des assemblages soudés sur site. Par conséquent la moyenne �m et l'écart type �h du facteurde la déformation plastique cumulative sont donnés comme suit :

pour les assemblages soudés en atelier.

�m = 1,01 �e et �� = 15,9 ................................................................................. A.8

et pour les assemblages soudés sur site

�m = 0,93 �e et �� = 22,3 ................................................................................. A.9

A.3 Résistance à la flexion des assemblages poutre-poteau

Aucune corrélation définitive n'a été trouvée dans les résultats d'essais entre le moment maximum supporté par les poutres et les détails d'assemblage. Les momentsmaximum étaient supérieurs aux moments plastiques complets des poutres. Comme décrit au paragraphe 8.1, les facteurs de sur-résistance sont comparés auxfacteurs de la déformation plastique cumulative à la figure A.5.

201

Même si la dispersion est grande, le facteur de sur-résistance s'accroît linéairement avec� et peut être représenté par l'équation suivante :

= 0,0025� + 1,18 ......................................................................... A.10

Les données pour les spécimens chargés de manière dynamique sont omises pour évaluerla droite de régression, ci-dessous, parce que les propriétés des matériaux sous descharges dynamiques n'étaient pas rapportées.

Figure A.5 – Facteur de sur-résistance comparé au facteur de la déformation plastique cumulative. (AIJ Kinki 1997)

A.4 Définition du facteur de la déformation plastique cumulatif

Plusieurs paramètres ont été utilisés jusqu'ici comme la mesure représentant laperformance des assemblages poutre-poteau. Les recherches à grande échelle utilisaientle facteur de la déformation plastique cumulative comme défini ci-après.

Un exemple du cycle d'hystérésis du moment de flexion sur la face du poteau, Mcf contrela rotation du segment de poutre entre le point de chargement et la face du poteau �cf(voir figure A.6) est montré à la figure A.7.

Figure A.6 – Définition de la rotation de la poutre et du moment sur la face du poteau.

Mcf,max

Mpl

�

202

Figure A.7 – Définition du facteur de la déformation plastique cumulative.

La rotation élastique de la poutre �pl sous moment plastique complet Mpl est définiecomme le composant élastique de la rotation de la poutre à Mcf = Mpl (voir figure A.7). Mplest calculé à l'aide des limites d'élasticité mesurées des matériaux de la poutre et desdimensions mesurées de la section de la poutre. Les composants plastiques de rotationde la poutre à mi-cycle, sans dimension si divisés par �pl, sont indiqués par �i

+ et �i–,

dans lesquels les exposants + et – distinguent les moments positifs et négatifs (voir figure A.7). Le facteur de la déformation plastique cumulative est défini comme lasomme de �i

+ et �i– soutenue par le spécimen jusqu'à ce que la ruine se produise et est

écrit comme suit :

� = �i++ �i

–.......................................................................................... A.11

La définition alternative du facteur de la déformation plastique cumulative est la sommedes énergies plastiques dissipées pendant tous les cycles, sans dimension en divisantl'énergie par Mpl�pl. Selon la dernière définition �i

+ et �i– sont écrits comme suit :

�i+ = et �i

– = .................................................................. A.12

où Wi indique l'énergie absorbée à mi-cycle (voir figure A.7).

Le critère FEMA (2000) utilise l'angle de déviation entre-étages comme un paramètre deperformance. L'angle de déviation peut être exprimé comme une fonction de � et lefacteur de sur-résistance donné par l'équation A.10 en suivant les séquences dechargement adoptées par la recherche à grande échelle. En assumant que �pl = 0,09, quiest égal à la valeur moyenne de �pl pour les spécimens utilisés dans ces essais, le facteurde la déformation plastique cumulative peut être transformé en angle de déviation parl'équation suivante :

� = 0,0081�0,46 .............................................................................................. A.13

�( )i

�

Mpl�pl

Wi+

i�

Mpl�pl

Wi–

i

203

Comité International pour leDéveloppement et l’Étude de laConstruction Tubulaire

Le CIDECT, a été créé en 1962 en tant qu'association internationale, regroupant desressources de recherche des principaux fabricants de profils creux en acier en vue decréer un organisme puissant, au niveau mondial, pour la recherche et les applicationsrelatives aux profils creux en acier. Le site Web du CIDECT est www.cidect.com

Les objectifs du CIDECT sont :

• augmenter la connaissance du comportement des profils creux en acier et leursapplications potentielles en initiant des études et recherches dans le domaine ou en yparticipant.

• établir et maintenir des contacts et des échanges entre les producteurs de profils creuxen acier et le nombre toujours croissant d'architectes et d'ingénieurs qui utilisent lesprofils creux en acier dans le monde.

• promouvoir l'utilisation des profils creux en acier lorsque ceux-ci conduisent à unebonne pratique industrielle et une architecture adaptée, en disséminant des informationset, en particulier, les résultats des recherches menées par le CIDECT, en produisant despublications, en organisant des conférences, etc.

• coopérer avec les organismes concernés par les recommandations pratiques dedimensionnement, les normes et règlements nationaux ou internationaux.

Activités techniques

Les activités techniques du CIDECT sont centrées sur les aspects suivants des recherchesrelatives aux profils creux en acier :

• Comportement au flambament des poteaux avec ou sans remplissage de béton

• Longueurs de flambement effectives des éléments de treillis

• Résistance au feu des poteaux remplis de béton

• Résistance statique des assemblages soudés et boulonnés

• Résistance en fatigue des assemblages

• Propriétés aérodynamiques

• Résistance à la flexion des sections creuses en acier

• Résistance à la corrosion

• Fabrication en atelier, y compris le cintrage des profils

• Propriétés des matériaux

Les résultats des recherches du CIDECT composent la base de nombreux réglementsnationaux et internationaux relatifs au dimensionnement des structures en profilscreux en acier.

204

Publications CIDECT

La situation actuelle des publications du CIDECT reflète l’importance croissante qui estaccordée à la diffusion des résultats des recherches.

La liste des guides de dimensionnement du CIDECT, de la série “Construire avec desProfils Creux en Acier”, déjà publiés est donnée ci-après. Les guides de dimensionnementsont disponibles en anglais, français, allemand et espagnol.

1. Guide de dimensionnement pour les assemblages de sections creuses circulaires (CHS)sous chargement statique prédominant (1991)

2. Guide de dimensionnement pour la stabilité des structures en profils creux (1992,nouvelle impression 1996)

3. Guide de dimensionnement pour les assemblages de sections creuses rectangulairessous chargement statique prédominant (1992)

4. Guide de dimensionnement pour les poteaux en profils creux exposés au feu (1995,nouvelle impression 1996)

5. Guide de dimensionnement pour les poteaux en profils creux remplis de béton soussollicitations statiques et sismiques (1995)

6. Guide de dimensionnement pour les profils creux en acier dans les applicationsmécaniques (1995)

7. Guide de dimensionnement pour la fabrication, l’assemblage et le montage desstructures en profils creux (1998)

8. Guide de dimensionnement pour les assemblages de profils creux circulaires ourectangulaires sous chargement de fatigue (2000)

De plus, compte tenu de la place toujours croissante des profils creux en acier au planinternational dans les constructions de haute technologie, deux nouveaux ouvrages“Structures tubulaires et Architecture” (parrainé par la Communauté Européenne) et“Profils Creux dans les Applications Structurelles” (publié par Bouwen met Staal) ont étépubliés.

Des exemplaires des guides de dimensionnement ou du livre sur l'architecture et despublications de recherche peuvent être obtenues auprès de :

The Steel Construction InstituteSilwood ParkAscotBerkshire SL5 7QNEnglandTél : +44-(0)1344-23345 Fax: +44-(0)1344-22944e-mail: publications@steel-sci.com Website: http://www.steel-sci.org

“Profils Creux dans les Applications Structurelles” est disponible auprès de l'éditeur : Bouwen met StaalPO Box 29075NL-3001 GB RotterdamThe NetherlandsTél : +31-10-411 5070 Fax: +31-10-412 1221e-mail: info@bouwenmetstaal.nl

205

Organisation du CIDECT (2006)• Président : Hanns-Jörg Westendorf, Allemagne

• Trésorier / Secrétaire : R. Murmann – Royaume Uni

• Une Assemblée Générale des Membres se réunit une fois par an et nomme un ComitéExécutif responsable de l'administration et de l'exécution de la politique définie.

• Une Commission Technique et une Commission de Promotion se réunissent au moinsune fois par an et sont directement responsables du travail de recherhe et du travail depromotion technique.

Les membres actuels du CIDECT sont :

• Atlas Tubes, Canada• Borusan Muhendislik, Turquie• Condesa Group, Espagne• Corus Tubes, Grande Bretagne• Industrias Unicon, Venezuela• Onesteel, Australie• Rautaruukki Oy, Finlande• Sidenor, Grèce• Smorgon Steel Tube Mills, Australie• Tata Tubes, Inde• Vallourec & Mannesmann Tubes, Allemagne• Voest Alpine Krems, Autriche

Remerciements pour les photos :

Les auteurs souhaitent remercier les entreprises suivantes pour leur avoir fourni les photosutilisées dans ce guide :

IPSCO Inc.Corus Tubes

Nous avons bien pris soin de nous assurer que toutes les données et les informationsdonnées ici, ainsi que les valeurs chiffrées soient exactes. À notre connaissance, toutesles informations signalées dans ce livre sont véritables au moment de sa publication.

Le CIDECT, ses membres et les auteurs se dégagent de toute responsabilité en casd'erreurs ou de mauvaise interprétation des informations contenues dans ce livre ou deleur utilisation.