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UNIVERSITE HASSIBA BENBOUALI DE CHLEF
Faculté de Technologie
Département de Génie-Mécanique
Polycopié de cours
RESISTANCE DES MATERIAUX-2
Année 2018/2019
Dr. M. HADJ MILOUD
PREFACE
Ce polycopié de cours intitulé «Résistance des Matériaux – II », s’adresse aux
étudiants de troisième année LMD en Génie Mécanique Option : Construction
Mécanique. Les étudiants en Master1 de la même option peuvent également le consulter
pour certains chapitres (sollicitations composées, systèmes hyperstatiques).
Ce cours est pré-requis pour le cours de construction mécanique où l’étudiant est
appelé à maitriser les outils de dimensionnement. Ce peut être à profit pour répondre à
ses attentes.
Il est rédigé d’une manière simple, sans verser dans le détail ennuyeux, et donne
l’essentiel dont l’étudiant a besoin avec quelques exemples d’illustration nécessaires à
la compréhension.
Ce polycopié est divisé en cinq chapitres. Un rappel des notions fondamentales
de la flexion simple au premier chapitre, indispensable pour la suite du cours, concerne
les méthodes de tracé des diagrammes des efforts internes : effort tranchant et moment
fléchissant, le calcul des contraintes ainsi que l’application de la condition de résistance.
Le second chapitre est consacré au calcul des déplacements en flexion. Les
notions de déformée, de flèche et rotation sont ainsi introduites. Ceci permettra de
procéder au calcul de rigidité en flexion.
Il existe des méthodes basées sur la notion de l’énergie potentielle de
déformation élastique ou le principe des travaux virtuels. Celles-ci sont exposées dans le
chapitre trois.
En pratique il n’existe pas de cas sollicitation simple pur. Un chargement
quelconque peut être à l’origine de plusieurs sollicitations agissant sur la section droite,
appelées sollicitations composées. Ces cas sont traités dans le chapitre 4.
Le chapitre 5 traite la résolution des systèmes hyperstatiques. La méthode des
forces ainsi que la méthode des trois moments sont exposées.
TABLE DES MATIERES
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page i RDM2
TABLE DES MATIÈRES
CHAPITRE1 :
FLEXION PLANE DES POUTRES SYMETRIQUES – RAPPELS.
1
1.1-Définitions-Généralités .......................................................................................... 1
1.2. La flexion plane .................................................................................................... 4
1.3 Équations de l’effort tranchant Qy et du moment fléchissant Mz.
Diagrammes de Qy et Mz ........................................................................................ 5
1.4- Contraintes en flexion .......................................................................................... 12
1.5-Condition de résistance .......................................................................................... 20
CHAPITRE2
DEPLACEMENTS DES POUTRES SYMETRIQUES EN FLEXION PLANE
. 23
2.1-Introduction ............................................................................................................ 23
2.2 Déplacement des poutres de section constantes. Méthode de la double
intégration ...................................................................................................................... 23
2.3 Méthode des paramètres initiaux .......................................................................... 32
2.4 Méthode des moments des aires ............................................................................ 41
2.5 Méthode de superposition ...................................................................................... 48
CHAPITRE3
THEOREMES GENERAUX DES SYSTEMES ELASTIQUES
(APPLICATIONS) 50
3.1.Expression générale de l’énergie potentielle de déformation d’un système
élastique ......................................................................................................................... 50
3.2 Expression de l’énergie de déformation accumulée dans une barre .................. 53
3.3.Théorème de réciprocité de Maxwell-Betti .......................................................... 56
3.4Théorème de Castigliano ......................................................................................... 58
3.5.Méthode de la force fictive généralisée. ................................................................ 63
TABLE DES MATIERES
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page ii RDM2
CHAPITRE4 :
SOLLICITATIONS COMPOSEES
70
4.1 Flexion déviée .................................................................................................... 70
4.2 Flexion et traction(ou compression) ................................................................ 73
4.3. Traction ou compression excentrée ................................................................ 74
4 4 Flexion, traction et torsion pour les arbres à section circulaire ................... 77
CHAPITRE5 :
RESOLUTION DES SYSTEMES HYPERSTATIQUES
84
5.1 Généralités .............................................................................................................. 84
5.2 La méthode des forces ........................................................................................... 87
5.3. Simplifications pour les systèmes symétriques .................................................... 93
5 4 Poutres continues : Équation des trois moments ................................................. 96
REFERENCES ............................................................................................................ 102
Chapitre1 Flexion plane
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 1 RDM2
Chapitre1 : Flexion plane des poutres symétriques –
Rappels. 1.1-Définitions-Généralités.
1.1.1 Poutre.
Une poutre est une structure ou un solide dont une dimension est plus grande
que les deux autres (en général dimensions de la section).
On appelle poutre une barre, généralement rectiligne, qui travaille
principalement en flexion. La réduction des efforts extérieurs au centre de gravité des
sections droites fait apparaître principalement des moments fléchissant accompagnés
d’efforts tranchants.
Schématisation d’une poutre :
Figure1.1 : Schéma d’une poutre
L : longueur, h,b : dimensions de la section.
Dans les schémas de calcul, la poutre est représentée par son axe, qui est par
convention l’axe ‘x’.
La section est l’intersection de la poutre avec un plan perpendiculaire à son axe.
Celle-ci peut avoir plusieurs formes.
x
y
z
h
b
L
Section droite
Chapitre1 Flexion plane
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 2 RDM2
Figure1.2 : Formes usuelles des sections droites
1.1.2 Les liaisons (appuis)
Appui simple
Appui double
L’articulation L’encastrement
xR
R yR R yR R
xR
yR
R
R R
xR
Chapitre1 Flexion plane
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 3 RDM2
1.1.3 Types de poutres :
- Entre appuis
1.1.4 Types de charges :
a) Charge concentrée ou ponctuelle b) couple ou moment concentré
xR
yR Me
R
xR
yR
x
y
P
y
x
P
x
y
M x
y
P
x
y
P
x
y
P P
- Poutres en porte à faux
- Poutres encastrée
Chapitre1 Flexion plane
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 4 RDM2
c) charge uniformément répartie d) charge répartie uniformément variable
ou charge linéaire
q(N/m) : Constante. q(N/m) = ax + b
e) charge répartie quelconque
q(N/m) = f(x)
1.2 La flexion plane
1.2.1 Définition
La flexion plane est définie comme :
« Lorsque sur la section transversale d’une poutre agissent seulement un moment
fléchissant et un effort tranchant » et par conséquent les charges doivent appartenir à un
même plan principal de la poutre.
Dans notre cas nous allons considérer que toutes les charges appartiennent au
plan xy et dans la direction de l’axe y . Donc les composantes des efforts internes
considérés sont l’effort tranchant Qy et le moment fléchissant Mz.
En flexion plane, on distingue deux cas :
1er cas : Mz ≠ 0 et Qy ≠ 0 : flexion simple,
2er cas : Mz ≠ 0 et Qy = 0 : flexion pure.
La déformée se trouve dans le plan ‘xy’. Les déplacements sont caractérisés par
les déplacements des centres de gravité des sections droites et les rotations des sections.
Sur les surfaces des sections apparaissent des contraintes normales dues au
moment fléchissant et des contraintes de cisaillement dues à l’effort tranchant.
x
y
q(N/m) x
y
q(N/m)
x
y
q(N/m)
Chapitre1 Flexion plane
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 5 RDM2
Figure1.3 : Schéma d’une poutre fléchie.
1.2.2 Hypothèses :
Hypothèses sur la géométrie de la poutre
- axe rectiligne
- le rayon de courbure de la fibre moyenne est grand par rapport aux dimensions des
sections droites,
- la longueur de la fibre moyenne est grande devant les dimensions des sections droites
(longueur supérieure à 10 fois la plus grande dimension transversale), on parle de solide
élancé,
- les éventuelles variations de l’aire de la section droite sont faibles et progressives.
Hypothèses sur le matériau
- homogènes : tous les éléments du matériau, aussi petits soient-ils, ont une structure
identique,
- isotropes : les propriétés mécaniques sont les mêmes en tous points et dans toutes les
directions,
- continus : les propriétés varient de manière continue d’un point à l’autre. Milieu
exempt de défauts.
- comportement élastique-linéaire : les relations entre contraintes et déformations sont
linéaires = loi de HOOKE.
Hypothèses sur les déformations
Hypothèse de Navier-Bernoulli : « les sections planes normales aux fibres avant
déformation restent planes et normales aux fibres pendant et après la déformation. »
Ce qui est correctement vérifié par l’expérience sous réserve d’avoir :
- de petits déplacements,
- de petites déformations.
Hypothèses sur les actions extérieures
x y
y
x
θ
θ
Chapitre1 Flexion plane
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 6 RDM2
Hypothèse de Saint-Venant : les résultats de la résistance des matériaux ne s’appliquent
valablement qu’à une distance suffisamment éloignée de la région où sont appliqués les
efforts concentrés.
1.3 Équations de l’effort tranchant Qy et du moment fléchissant Mz.
Diagrammes de Qy et Mz
1.3.1 Détermination des équations de Mz et Qy
La détermination de Mz et Qy est basée sur la méthode des sections. Cette
méthode consiste à pratiquer des coupures virtuelles et calculer les efforts internes au
niveau des sections de ces coupures. Elle est basée sur le fait qu’étant donné que la
poutre est en équilibre, donc chaque point ou chaque partie isolée vérifient les
conditions d’équilibre.
En général, les efforts et moments agissant dans différentes sections varient le
long de la poutre. Les valeurs maximales et minimales de ces efforts internes sont d'une
grande importance pour la sécurité de la poutre. On s'intéresse donc à tracer les
diagrammes qui montrent les variations de ces sections le long de l’axe de la poutre.
Ces diagrammes sont les représentations graphiques des équations de ces efforts. Leurs
tracés obéissent aux règles d’étude des fonctions numériques.
Soit la poutre en équilibre ci-contre chargée
arbitrairement. Effectuons une section
imaginaire à une distance ‘x’ de l’appui ‘A’.
Celle ci divise la poutre en deux parties. Isolons
la partie gauche par exemple, et étudions son
équilibre. Les actions de la partie droite sur la
partie gauche sont représentées par les efforts internes
Mz et Qy .
L’application des conditions d’équilibre de la
partie isolée conduit à la détermination des efforts
internes Mz et Qy. Les solutions générales des
équations d’équilibre s’écrivent sous la forme :
n
jjj
m
iiy dxqPQ (1.1)
Pi : les forces concentrées appliquées sur la partie
isolée,
x
y
Pi Mk qj(N/m)
x
A B
S : Section imaginaire
a) Poutre
b) Partie gauche y
M q(N/m)
x A
RA
Mz
Qy
S
P
RB
Mz
Qy
(l – x)
S
Chapitre1 Flexion plane
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 7 RDM2
jj dxq : résultante de chaque charge répartie appliquée sur la partie isolée
p
kkj
nm
jiiz MSqPMM
1
,
1,)/,( (1.2)
)/,( SqPM ji : Moments des charges extérieures (concentrées et réparties) par
rapport à la section de coupure.
Mk : couple pur.
Conventions de signe :
Le moment fléchissant est positif : s’il tend à mettre en traction les fibres inférieures
longitudinales de la poutre.
L’effort tranchant associé est positif : s’il tend à faire tourner le petit élément dans le
sens des aiguilles d’une montre.
Pour retrouver facilement le signe des moments fléchissant Mz , on peut se servir de la
règle suivante :
Si une force F ou p agit vers le bas, le Mz correspondant est : (-)
Si une force F ou p agit vers le haut, le Mz correspondant est : (+)
Pour le signe des efforts tranchants Qy. :
Si une force F ou p agit vers le bas, le Qy.
correspondant est : (-)
Si une force F ou p agit vers le haut, le Qy.
correspondant est : (+)
Remarque :
1) Ces règles ne sont valables que si on établit le diagramme des efforts tranchants de la
gauche vers la droite.(Figure1.5)
2) Les efforts intérieurs Mz et Qy sont représentés selon leurs sens positifs
conventionnels.
L’application de cette méthode passe par les étapes suivantes :
1- Calculer les réactions des appuis. Pour les poutres encastrées, ce calcul peut être
contourné en prenant l’extrémité libre comme origine des abscisses.
2- Recenser le nombre d’intervalles. Ceux-ci sont délimités par les points
d’application des charges extérieures y compris les réactions.
Figure1.4 : La méthode des sections c) Partie droite
y
x A
RA
Mz
Qy
Mz >0, Qy>0
Figure1.5 : Convention des signes
Chapitre1 Flexion plane
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 8 RDM2
3- Soit A l’origine de l’axe des abscisses. Soit une section pratiquée par un plan π
situé à une distance x de l’origine. Celle-ci divise la poutre en deux parties.
4- Isolons l’une des deux parties, la partie gauche ou la partie droite.
5- L’étude de l’équilibre de l’une des deux parties nous permettra de déterminer les
efforts internes Mz et Qy. leurs équations peuvent être établies selon deux
manières différentes :
- soit en posant directement les équations d’équilibre,
- soit en les posant sous leurs formes générales tout en respectant les conventions
de signes :
Conventions de signe :
- Le moment de flexion est Mz considéré comme positif si la charge tend à déformer la
partie isolée vers le haut c.à.d. que les fibres tendues se trouvent du coté des y>0.
- L’effort tranchant est considéré comme positif, si la force tend à pivoter la partie
isolée par rapport à la section de coupure dans le sens des aiguilles d’une montres.
4.2 Diagrammes du moment fléchissant Mz et de l’effort tranchant Qy.
Les diagrammes sont les courbes représentatives des équations des fonctions Mz
et Qy .Leurs tracés obéissent aux mêmes règles que celles des fonctions numériques.
1.3.3 Relation entre l’effort tranchant et le moment de flexion :
Écrivons les relations d’équilibre statique de l’élément isolé dx :
02
)(0/
0)(0
dxdxxqdxQMdMMSM
QdxxqdQQF
yzzz
yyyy
En négligeant les infiniment petits de deuxième ordre2
)( 2dx , la charge répartie
q(x) est égale à la dérivée de par rapport à l’abscisse x, avec un signe opposé. L’effort
tranchant Qy est égal à la dérivée du moment fléchissant Mz par rapport à l’abscisse x :
x
y
q(x)
l dx A B
dx
Mz
Qy + dQy
Mz + dMz Qy
S
q(x)dx dx/2
Figure1.6 : Relations entre l’effort tranchant Qy et le
moment fléchissant Mz
Chapitre1 Flexion plane
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 9 RDM2
dx
dQq y
dxdMQ z
y (1.3)
Le signe de L’effort tranchant Qy nous renseigne sur les variations du moment
fléchissant Mz et nous permet dans certains cas de déterminer ses valeurs extrémales.
4.4 Exemples simples de diagrammes :
Les étapes principales pour tracer les diagrammes :
1-Calcul des réactions pour les poutres sur appuis. On peut éviter ce calcul pour
les poutres encastrées en prenant l’extrémité libre comme origine des abscisses
2-Chaque poutre est subdivisée en plusieurs intervalles. Les limites de
l’intervalle sont définies par les points d’application des charges concentrées ou
les origines des charges réparties.
3-Appliquer la méthode des sections pour déterminer les équations de l’effort
tranchant Qy et du moment fléchissant Mz.
4-Tracez les diagrammes de l’effort tranchant Qy et du moment fléchissant Mz.
Utiliser la relation différentielle entre pour vérifier leurs variations et la
détermination des extrema dans le cas des charges réparties. La partie positive
du diagramme de l’effort tranchant Qy est représentée au dessus de l’axe tandis
la partie positive que du diagramme du moment fléchissant Mz est représentée au
dessous de l’axe.
Exemple1 :
Tracer les digrammes l’effort tranchant Qy et du moment fléchissant Mz de la poutre
encastrée ci-contre.
Solution :
1) Expression du moment de flexion :
0≤x≤l
Qy=P
Mz = - P(l-x)
x P
B x A x
l
y Qy
Mz
+
–
P
Pl
Chapitre1 Flexion plane
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 10 RDM2
Exemple2 : Tracer les digrammes l’effort tranchant Qy et du moment fléchissant Mz de la poutre ci-contre. Solution :
1) Calcul des réactions:
lPbRA et
lPaRB
2) Equations de l’effort tranchant Qy et du
moment fléchissant Mz
ax 0
lPbRQ Ay
xl
PbxRM AZ
lPabMax Z
lxa l
Pa
lPaPRQ Ay
)()( axPxl
PbaxPxRM AZ
0
Z
Z
Mlxl
PabMax
Exemple3 : Tracer les digrammes l’effort tranchant Qy et du
moment fléchissant Mz de la poutre encastrée ci-
contre.
Solution :
1) Expression du moment de flexion : 0≤x≤l
qlQlx
qxQ
y
y
2
2qxM Z
lPb
lPa
lPab
Qy
Mz
+
–
+
P
A B
a b y
x
Qy
–
ql/2
ql
–
Mz
x
A x x l y
Chapitre1 Flexion plane
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 11 RDM2
2
002qlMlx
Mx
Z
Z
Exemple4 :
Tracer les digrammes l’effort tranchant Qy et du moment fléchissant Mz de la poutre
chargée uniformément ci-contre.
Solution :
1) Calcul des réactions:
BA RqlR 2
2) Equations de l’effort tranchant Qy et
du moment fléchissant Mz
lx 0
qxqlQ
qxRQ
y
Ay
2
2
20
qlQlx
qlQx
y
y
22
22
2
qxxqlM
qxxRM
Z
AZ
08
2pour0
00
2
max
Z
Z
y
Z
Mlx
qlM
lxQ
Mx
Exemple5 : Tracer les digrammes l’effort tranchant Qy et du moment fléchissant Mz de la poutre chargée par un couple M ci-contre. Solution :
1) Calcul des réactions:
lMRR BA
3) Equations de l’effort tranchant Qy
4) et du moment fléchissant Mz
ax 0
lMRQ Ay
x
lMxRM AZ
q(N/m) x A B l
y
Qy
Mz
+
–
2l
2ql
2ql
8
2ql
+
a>b et a + b = l M
A B
a b
lM
Qy
Mz
+
–
– l
Ma
lMb
Chapitre1 Flexion plane
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 12 RDM2
lMaMax Z
lxa l
Pa
lMRQ Ay
Mx
lMM Z
lMbM
lMaMax Z
Exemple6 : Tracer les digrammes l’effort tranchant Qy et du moment fléchissant Mz de la poutre ci-contre sous une charge uniformément variable. Solution :
1) Calcul des réactions:
6qlRA
3qlRA
2 Equations de l’effort tranchant Qy et
du moment fléchissant Mz
lx 0
26
22
2
xlqqlQ
xlqRQ
y
Ay
3
60
qlQlx
qlQx
y
y
lqxxqlM
lqxxRM
Z
AZ
66
63
3
039
3pour0
00
2
max
Z
Z
y
Z
Mlx
qlM
lxQ
Mx
Exercices supplémentaires
1.4- Contraintes en flexion:
Figure1.5
q(N/m)
A B
l
Qy
Mz
+
–
39
2
maxqlM Z
3l
+
6ql
3ql
Chapitre1 Flexion plane
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 13 RDM2
En flexion, il existe deux types de contraintes :
- les contraintes normales dues au moment fléchissant Mz
- les contraintes de cisaillement ou tangentielles dues à l’effort tranchant Qy
Lors de la flexion les fibres supérieures de la poutre sont comprimées alors les
fibres inférieures sont tendues. Entre les deux couches, il existe une couche de fibres
dite neutre qui ne subit aucune contrainte. L’axe neutre est l’intersection de cette couche
avec la section.
1.4.1 Rayon de courbure
dsd
1 (1.4)
1.4.2 Etude des déformations
La figure 1.8 un élément de poutre
fléchie avant et après déformation.
ρ : rayon de courbure de l’élément dS de
la déformée.
-Déformation dans la direction de l’axe :
y
dddy
dSdSdS
x
)('
yx (1.4)
1 : est la courbure de la déformée.
1.4.3. Les contraintes normales.
L’équation de La contrainte normale
Fibres tendues
Fibres neutres
Fibres comprimées Axe neutre de la section de la section (AN)
M M
Figure1.7 : Axe neutre d’une section
dα
dS=dx dS’ρ
ρ
M M
y
O
dS=dx
y
a) Avant déformation
b) Elément déformé
Chapitre1 Flexion plane
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 14 RDM2
s’écrit alors selon la loi de Hooke :
yEE xx , E est le module de Young
Equations d’équilibre :
La 1ère condition d’équilibre :
0)(
A
dNN 0
)()(
AA
x
ydAEydAEN
ydAEdAdN
E : Ce rapport ne dépend pas des dimensions de
la section ; donc seul le terme )( A
ydA représentant
le moment statique de l’aire de la section par
rapport à l’axe ‘z’ est nul :
0)(
A
ydA.
Ceci nous permet de conclure que l’axe ‘z’ est un axe central c'est-à-dire qui passe par
le centre de gravité de la section.
La 1ère condition d’équilibre :
- Le moment par rapport à l’axe ‘y’.
0)()(
AAy
xy
zydAEydAEzM
ydAEzdAzzdNdM
Le moment produit )( A
zydA étant nul signifie que l’axe ‘z’ est un axe principal de la
section.
- Le moment par rapport à l’axe ‘z’.
)(
2
)(
2
)(
2
AAAzzxz dAyEdAyEdMMdAyEydAEydAyydNdM
La quantité )(
2
A
dAy représente le moment quadratique Iz 9
x
z
y
y
z
dN
dA G
Figure1.8 : Etude des déformations
Figure1.9 : Actions sur une section
Chapitre1 Flexion plane
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 15 RDM2
D’où : zz IEM
, nous permettant ainsi de déduire l’expression de la courbure de la
déformée en fonction : z
z
EIM
1, avec :
Mz : le moment fléchissant sur la section,
EIz : ce produit représente la rigidité à la flexion de la poutre.
Equation des contraintes normales en flexion :
z
z
z
zxx I
yMEI
yMEyEE
z
zx I
yM (1.5)
Mz : Le moment fléchissant agissant su la section droite
Iz : Moment quadratique par rapport à l’axe ‘z’
y : L’ordonnée du point considéré.
Cette équation permet de calculer la contrainte normale en chaque point M(x,y)
de la section. Les contraintes ont la même valeur sur toute droite de la section parallèle
à l’axe ‘z’. Ce sont les isocontraintes. La figure 1.10 ci-dessous montre la répartition
spatiale des contraintes normales sur une section droite. En pratique, on ne représente
que la projection du diagramme.
Remarques :
y
σx
x
z
y
G
Mz
y M
Figure1.10 : Répartition des contraintes normales σx et sa projection sur le plan frontal.
Chapitre1 Flexion plane
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 16 RDM2
1) La contrainte se calcule en un point. Donc cette
équation représente la distribution des contraintes
sur toute la surface de la section.
2) Pour une section donnée, sur laquelle agit un
.moment fléchissant Mz et dont le moment
quadratique est Iz , l’équation des contraintes peut
être écrite sous la forme σx= a.y. Celles-ci varient
linéairement le long de l’axe ‘y’.
3) Les valeurs extrémales se situent au niveau
des fibres les plus éloignées de l’axe ‘z’. C’est-à-dire pour y=y1 et y=y2 , valeurs
sont considérées algébriquement dans le repère (zGy).
z
z
IyM 1
1 z
z
IyM 2
2
1.4.4 Les contraintes tangentielles en flexion :
1.4.4.1 Introduction
En flexion simple, en des contraintes normales dues au moment de flexion, il
existe des contraintes de cisaillement dues à l’effort tranchant.
L'existence de contraintes de cisaillement horizontales dans une poutre peut être
démontrée par une simple expérience. Placez deux poutres rectangulaires identiques sur
des supports simples et chargez-les sous une force P, comme illustré par la figure. 1.12-
a. Si le frottement entre les poutres est faible, les poutres fléchiront indépendamment
(figure. 1.12-b). Chaque poutre sera en compression au-dessus de son axe neutre et en
tension au-dessous de son axe neutre; par conséquent, la surface inférieure de la poutre
supérieure glissera par rapport à la surface supérieure de la poutre inférieure.
Supposons maintenant que les deux poutres soient collées le long de la surface
de contact, de sorte qu'ils deviennent une seule poutre. Lorsque cette poutre est chargée,
des contraintes de cisaillement horizontales doivent se développer le long de la surface
collée afin d'éviter le glissement illustré à la figure. 1.12-b.
a) b)
z
y
G
y2
y1
2
1
Figure1.11 : Contraintes extrémales
Chapitre1 Flexion plane
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 17 RDM2
1.4.4.2 Equation des contraintes de cisaillement en flexion
Soit une poutre rectiligne, à section constante, sur appuis, sollicitée par une force
concentrée P, perpendiculaire à la ligne moyenne, dirigée vers le bas de manière à
obtenir des fibres tendues dans la partie inférieure de la pièce, (figure 1.13-a).
Découpons exceptionnellement une tranche de la poutre à l’abscisse x, d’épaisseur dx, à
partir de la hauteur y1.
Déterminons la contrainte de cisaillement à un niveau y=y1 dans une section de
la poutre définie par son abscisse ‘x’ (figure 1.13-a). A cet effet isolons l’élément
AA1m1m de longueur dx. Sur les faces gauche et droite de cet élément agissent les
efforts internes :( figure 1.13-b)
- A gauche : l’effort tranchant Qy et le moment fléchissant Mz
- A droite : l’effort tranchant Qy + dQy et le moment fléchissant Mz + dMz
a)
B B1
m m1
A A1
P
dx x
z
y
x
y
Mz
Qy + dQy
Mz + dMz
Qy y1
x
σ+dσ
σ
τ
x
z
G
dx
b
A1
B B1
m m1
A A1
Figure1.12 : Le phénomène du cisaillement pendant la
Chapitre1 Flexion plane
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 18 RDM2
b) c)
d)
e)
La
figure 5-c montre les contraintes normales et de cisaillements dus à ces efforts internes.
Les forces résultantes sont respectivement T pour les contraintes de cisaillement, N1 et
N2 pour les contraintes normales (figure5-c). Celles-ci sont définies comme suit :
T=xy bdx
dAI
ydMMdAdN
dAI
yMdAN
A z
zz
A
A z
z
A
11
11
12
11
).()(
.
A1 est la surface hachurée au dessus de la droite y=y1
L’équation d’équilibre de l’élément AA1m1m (Figure5-d), est :
-T-N1+N2=0 0).(.
11
11
dAI
ydMMdAI
yMbdxA z
zz
A z
zxy
111
111 .0.
Az
zxy
A z
zxy
A z
zxy dAy
IdMbdxdA
IydMbdxdA
IydMbdx
avec : yz
z QI
dM : l’effort tranchant et z
A
SdAy 1
1 : le moment statique de la surface
hachurée par rapport à l’axe ‘z’.
x T
N2 N1
dx
y1 z
A1
G
y
b B B1
m m1
A A1
Figure1.13 : Contraintes sur un élément d’une poutre fléchie
Chapitre1 Flexion plane
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 19 RDM2
Finalement nous avons l’équation des contraintes de cisaillement en flexion plane ;
appelée ‘relation de Jouravsky’:
zz
zyxy Ib
SQ..
² (1.6)
Qy : l’effort tranchant,
Sz : le moment statique de la surface hachurée,
bz ; la largeur de la section, variable dans le cas
générale
Iz : le moment quadratique de la section par rapport à
l’axe ‘z’
a) Etude de la répartition des contraintes dans
une section rectangulaire:
Le moment statique : Sz=Ahach.y’
Ahach : la surface hachurée
yhy
221' : distance entre le centre de gravité de la surface hachurée et l’axe ‘z’.
2
2
22222'. yhbyhyhbyAS hachz
12
3bhI z , bz=b=constante.
Substituant Sz ,Iz , et bz dan s la relation de Jouravsky,
on obtient :
yxy Qbh
yh
3
22
46
Donc nous une distribution parabolique des
contraintes de cisaillement, et le maximum est pour y=0 :
A
QbhQ yy
xy 23
23
max
b) Etude de la répartition des contraintes dans
une section circulaire
G z y
τmax
b
h G z y1
yhy
221'
yh
2 g
y
g
z
y bz
θ θ1
R G
y1
dy
Figure1.14 : Contraintes de cisaillement sur une section rectangulaire
Chapitre1 Flexion plane
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 20 RDM2
464
44 RdI z
bz=2Rcosθ
dA= bzdy
y=Rsinθ d’où dy=cosθdθ
dRRRydASA
z .cos.cos2.sin2
11
dRS z .sin.)(cos22
23
1
Pour calculer Sz on utilisera le changement de variable :
u= Rcosθ, du=-sinθdθ
Après les substitutions nécessaires :
13
3cos
0
23 cos3
2.)(21
RduuRS z
13
3
cos3
2 RS z
En remplaçant dans la relation de Jouravsky toutes les grandeurs calculées, on obtient :
4.
cos2
cos3
2
41
13
3
RQ
R
Ry
xy
, après simplification, nous avons :
yxy QR
.cos34
21
2
cos2θ1=1- sin2θ1 ; πR2=A (Surface de la section)
211
34
Ry
AQy
xy
y1=0 A
Qyxy 3
4max
c) Répartition des contraintes de cisaillement sur d’autres formes de section.
max z
y
G
Figure1.15 : Contraintes de cisaillement sur une section circulaire
Chapitre1 Flexion plane
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 21 RDM2
1.5 Condition de résistance
En général, la résistance d’une poutre en flexion est vérifiée aux contraintes
normales. Sauf pour des études approfondies, on a recours aux théories de la résistance.
La condition de résistance pour les poutres à section constante s’écrit :
max avec max
: la contrainte normale maximale et la contrainte
admissible.
z
z
IyM maxmax
max
. (1.7)
Pour les poutres à section variable, la contrainte maximale set reformulée de la manière
suivante :
min
max
min
maxmax w
M
yI
M z
z
z (1.8)
Avec : zz w
yI
est le module de résistance à la flexion.
Exemple :
1-Tracez pour la poutre représentée de la figure1.17 les diagrammes des efforts
tranchants Qy et des moments fléchissant Mz .
2-Calculer ‘a’ sachant que la contrainte admissible [σ]=1000daN/cm².
Figure1.16 : Contraintes de cisaillement pour certaines sections usuelles
Chapitre1 Flexion plane
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 22 RDM2
Solution
1- Diagrammes de Qy et de Mz
1.1- Calcul des réactions.
RA = 27 kN, RB = 19 kN
1.2- Equations de Qy et Mz.
0 ≤ x ≤ 2
Qy = 27 – 20x , x=2
Qy= –13kN
Qy=0 ⇒ x=1.35m
Mz=27x – 20x2/2
x=2 Mz=14 kN-m
Mz= Mmax =18.225 kN-m pour x=1.35m.
2≤ x ≤ 4
Qy= –13kN
Mz=27x - 40(x-1)
x=2 Mz=14 kN-m
x=4 Mz=-12 kN-m
4≤ x ≤ 6
Qy = 6kN
Mz=-6(6-x)
2- Calcul de ‘a’
2.1Caratéristiques géométriques de la section
433
346
12)(
12)4(3 aaaaaI z max
y =2a
La condition de résistance s’écrit :
max avec max
: la contrainte normale maximale et la
contrainte admissible.
2m B
6 kN 20
2m 2m A
2m B
2m 2m A
a a a
a
a
2a
1,3
Qy
Mz
–
+ +
27 kN
13 kN
6 kN
+
12 kN-m
18,225 kN-m
2m B
20
2m 2m A B
6 kN
A
z
a a a
a
a
2a
y
Figure1.17
Chapitre1 Flexion plane
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 23 RDM2
z
z
IyM maxmax
max
.
maxzM =182250 daN-cm ;
En appliquant la condition de résistance, on obtient:
3 max
233
zM
a 2,875cm1000.23
182250.33 a
Chapitre2 Déplacements en flexion
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 23 RDM2
Chapitre 2 : Déplacements des poutres symétriques
en flexion plane
2.1-Introduction
En pratique, le calcul à la résistance ne suffit pas mais un calcul à la rigidité est
nécessaire. Cette rigidité ou déformabilité est caractérisée par deux grandeurs:
La flèche"y": qui représente le déplacement vertical du centre de gravité de la section
transversale
La rotation "θ": représente la rotation de la section transversale qui est égale à la pente
de la tangente du point considéré de la ligne élastique.
La ligne élastique ou la déformée est la courbe plane que décrit l'axe de la poutre lors de
l'application des charges extérieures.
Figure 2.1: Schéma de la poutre déformée
D'après cette figure, on peut écrire:
)('' xfytg , (Hypothèse des petites déformations), où y=f(x) est l'équation de
la ligne élastique.
2.2 Déplacement des poutres de section constantes. Méthode de la double
intégration.Hypothèses
Pour établir l’équation de la ligne élastique, nous adoptons les hypothèses
suivantes:
x y
y
x
θ
θ
Chapitre2 Déplacements en flexion
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 24 RDM2
- domaine des petites déformations élastiques
- axe rectiligne de la poutre.
Cette équation est la solution d'une équation différentielle du second ordre.
1.2.1 Equation différentielle de la déformée :
Dans le cours de la flexion simple, nous avons établi l’équation de la courbure d’une
poutre fléchie :
z
z
EIM
1 (2.1)
ρ : Rayon de courbure
Mz : Moment de flexion
Iz : Moment quadratique de la section par rapport à l’axe principale ‘z’
E : Module de Young.
Le produit EIZ est appelé : rigidité de la poutre à la flexion.
D’autre part et pour des considérations géométriques, la courbure est donnée par
l’équation suivante :
dsd
1 (2.2)
et en raison de l’hypothèse des petites déformations, on peut écrire : dxds
d’ou :
2
2
dxyd
dxd
dsd
, D’où
z
z
EIM
dxyd
dxyd
2
2
2
21
(2.3)
x
y
M<0 y` y``>0
x
y
M>0 y` y``<0
Figure 2.2:Convention des signes
Chapitre2 Déplacements en flexion
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 25 RDM2
Dans le système d’axes adopté, l’équation précédente s’écrit sous la forme suivante :
z
z
EIM
dxydy 2
2
(2.4)
Cette équation s’appelle l’équation différentielle de la ligne élastique . En résolvant
cette équation, on établira :
L’équation des pentes ou des rotations )()( rdxfy .
L’équation de la ligne élastique ou équation de la déformée y = f(x) [m] nous
permet de calculer la flèche ou le déplacement linéaire du centre de gravité de n’importe
qu’elle section transversale.
Remarque :
Si l’axe ‘y’ est dirigé vers le haut, l’équation (1.4) s’écrira :
z
z
EIM
dxydy 2
2
Il existe plusieurs méthodes de résolution de l’équation différentielle de la
déformée. Dans ce cours, on se limitera aux méthodes suivantes :
- la méthode de double intégration
- la méthode des moments des aires ;
- la méthode des fonctions de singularité ;
- la méthode de la charge fictive ;
- la méthode des paramètres initiaux.
1.3 La méthode de la double intégration :
Cette méthode est la plus simple. Elle consiste à intégrer deux fois l’équation
différentielle pour obtenir l’équation de la ligne élastique y = f(x). Néanmoins le calcul
des constantes d’intégration est assez fastidieux. La solution générale est donnée par
l’expression suivante :
21)( CdxCdxEIMxy
z
z
(2.5)
Chapitre2 Déplacements en flexion
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 26 RDM2
où C1 et C2 sont les constantes d’intégration.
Le calcul de ces constantes se fait en posant les conditions aux limites
appropriées. Nous avons deux types de conditions aux limites :
- Les conditions de déplacement aux appuis.
Appui simple : y=0, y’≠0
Appui double : y=0, y’≠0
Encastrement : y=0, y’=0
- Les conditions de continuité de la solution aux frontières des intervalles.
Le nombre de constantes d’intégration est égal à deux fois le nombre
d’intervalles. Lorsque le nombre d’intervalles est supérieur à 1, les conditions aux
appuis deviennent insuffisantes et le nombre des constantes devient supérieur au
nombre d’équations établies. Pour compléter ce système d’équations on a recours aux
conditions de continuité. Celles-ci expriment la continuité de la déformée. Pour deux
intervalles consécutifs i et i+1, les conditions de continuité s’écrivent :
- yi=yi+1 pour les déplacements
- y’i=y’i+1 pour les rotations.
Remarque : Conventions des signes
La flèche est positive si le déplacement s’effectue dans le sens des y positifs.
La rotation est positive si elle s’effectue dans le sens des aiguilles d’une montre.
Exemple 1 :
Soit la poutre de rigidité
constante à la flexion EIz de la
figure (3),
1) Etablir l’équation de la ligne
élastique.
2) Calculer la flèche et la
rotation de la section ‘A’ ;
θA.
Solution :
1) Expression du moment de flexion :
0≤x≤l
θA
P
B x A l y
ymax
x
Figure2.3
Chapitre2 Déplacements en flexion
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 27 RDM2
Mz = - P(l-x)
2) Equation différentielle de la déformée et sa résolution générale :
zz
z
EIxlP
EIMxy )()(
, la poutre ayant une rigidité constante, cette équation peut
être écrite sous la forme suivante :
)()( xlPMxyEI zz .
En intégrant deux fois, on obtient la solution générale :
21
3
1
2
6)()(
2)()(
)()(
CxCxlPxyEI
CxlPxyEI
xlPxyEI
z
z
z
3) Calcul des constantes :
Dans ce cas les conditions aux frontières se limitent à l’encastrement et se traduisent par
les équations suivantes :
2
3
1
06
00
2²00
CPlyf
CPly
B
B
Au point ‘B’ c’est à dire pour x=0 nous avons
D’ou :
2²
1PlC et
6
3
2PlC , alors les équations de la ligne élastique et celle des
rotations s’écrivent :
Equation de la ligne élastique :
62²
6)()(
33 PlPlxlPxyEI z
Equation des rotations :
2
²2
)()(2 PlxlPxyEI z
4) Calcul de la flèche et de la rotation maximale :
Flèche maximale :
zlxA EI
Plyff3
3
max
Chapitre2 Déplacements en flexion
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 28 RDM2
Rotation maximale
zlxA EI
Ply2
2
max
Exemple 2 :
Soit la poutre de la poutre de la figure
(2.4) chargée uniformément et à
rigidité constante.
1) Etablir l’équation de la ligne
élastique ainsi que l’équation des
rotations.
2) Déterminer la position et la valeur de la flèche maximale.
Solution :
1) Equation de la ligne élastique et équation des rotations
1.1) Expression du moment de flexion :
- Calcul des réactions
2qlRR BA
0≤x≤l
2²xqxRM AZ
1.2) Equation différentielle de la déformée et sa résolution générale :
21
43
1
3
2412)(
6²
4)(
2²
22²)(
CxCxqxlqxyEI
CxqxlqxyEI
xqxlqxqxRMxyEI
z
z
AZz
1.3) Calcul des constantes :
Elles sont déterminées à partir des conditions de déplacements aux appuis c’est à dire
que les déplacements aux appuis sont nuls :
L’appui ‘A’ : x= 0 y = 0 (1)
L’appui ‘B’ x = l y = 0 (2)
(1) C2 = 0.
q(N/m) x A B l
y Figure 2.4
Chapitre2 Déplacements en flexion
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 29 RDM2
(2) lCqlql1
44
24120 d’où
24
3
1qlC
Equation des rotations :
246²
4)(
33 qlxqxlqxyEI z
Equation de la ligne élastique :
xqlxqxlqxyEI z 242412)(
343
2) Calcul de la flèche maximale :
On constate qu’à 0:2
ylx c’est à dire que la courbe de la déformée admet en
ce point une tangente horizontale et c’est point qui le déplacement maximale :
zEIqlf
3845 4
max
Rotations aux appuis :
zBA EI
ql24
3
Exemple 3 :
Soit la poutre sur appuis simples de rigidité
à la flexion constantes chargée par une force
concentrée de telle façon que a>b et a + b = l.
1) Etablir l’équation de la ligne
élastique.
2) Calculer la flèche maximale.
Solution :
1) Equation de la ligne élastique et équation des rotations
Dans ce cas l’équation de la ligne élastique s’écrira en deux parties car nous avons deux
expressions du moment de flexion ( une expression pour chaque intervalle)
1.1) Expressions du moment de flexion :
- Calcul des réactions
P
A B
a b
x
Figure2. 5
Chapitre2 Déplacements en flexion
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 30 RDM2
lPbRA et
lPaRB
ax 0
xl
PbxRM AZi
lxa
)()( axPxl
PbaxPxRM AZII
1.2) Equations générales de la ligne élastique et des rotations :
ax 0
213
12
6
2
CxCxl
PbyEI
Cxl
PbyEI
xl
PbxRMyEI
Iz
Iz
AZiIz
lxa
43
33
3
22
6)(
6
2)(
2
)(
CxCaxPxl
PbyEI
CaxPxl
PbyEI
axPxl
PbxRMyEI
IIz
IIz
AZiIIz
1.3) Calcul des constantes :
Dans ce problème nous avons 4 constantes d’intégration à calculer. Pour cela, on
doit écrire quatre équations, donc on doit poser quatre conditions aux limites. Nous
avons deux types de conditions :
- Les conditions aux appuis qui se traduisent par les équations suivantes :
L’appui A : x = 0 yI=0 C2=0 (1)
L’appui B : x = l yII = 0 (2)
- Les conditions de continuité :
Ces conditions expriment la continuité de la structure, c’est à dire que la poutre
ne subit ou n’est le siège que de déformations élastiques. Donc le calcul des
déplacements de la section commune à deux intervalles adjacents par les équations des
deux intervalles doivent aboutir aux mêmes résultats. Ces conditions se traduisent par
les équations suivantes :
Chapitre2 Déplacements en flexion
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 31 RDM2
)4()3(
III
III
yyyy
ax
de (4) on obtient : 12
2Ca
lPb
= 32
2Ca
lPb
C1 = C3
d’ou en remplaçant dans (3) on a : C4 = 0
en écrivant l’équation (2) on a : 066 3
33 lCPbl
lPb
on obtient : ²)(6
213 bl
lPbCC
1.4) Equation de la déformée et des rotations :
ax 0
xbll
Pbxl
PbyEI
bll
Pbxl
PbyEI
Iz
Iz
²)(66
²)(62
23
22
lxa
xbll
PbaxPxl
PbyEI
bll
PbaxPxl
PbyEI
IIz
IIz
²)(66
)(6
²)(62
)(2
23
3
22
2
2) Calcul de la flèche maximale :
Pour ce type de poutre, la flèche se trouve dans l’intervalle le plus long c’est à dire pour
ax 0 . La position de cette flèche est déterminé par le point de la déformée
admettant une tangente horizontale, vérifiant la condition suivante :
3²²0²)(
62 122
1blxbl
lPbx
lPb
D’ou la flèche maximale : 23
.max ²)²(27
31
bllEI
PbyfZ
xx
.
Chapitre2 Déplacements en flexion
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 32 RDM2
Exercices supplémentaires :
Etablir pour les poutres suivantes les équations de la ligne élastique :
2.3 Méthode des paramètres initiaux
L’intégration directe de l’équation de la déformée nécessite le calcul d’un
nombre important des constantes dont le nombre est égale à deux fois le nombre des
intervalles. Cette opération devient assez contraignante pour un nombre d’intervalles
élevé (> 3).
La méthode des paramètres initiaux permet d’écrire l’équation du moment
fléchissant en une seule expression. L’intégration de l’équation différentielle de la
déformée La méthode des paramètres initiaux est basée sur le principe des fonctions
discontinues pour la détermination d'une expression unique du moment fléchissant d'une
poutre de plusieurs tronçons. L'intégration directe de cette expression résulte en deux
constantes C1 = θ0et C2 = f0 qui s'avèrent être les paramètres initiaux.
q(n/m) l
q(n/m) a b
P A B
l/2 l/2
a>b et a + b = l M
A B
a b
M
A B
l
q (N/m) A B
2l/3 l/3
Chapitre2 Déplacements en flexion
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 33 RDM2
2.3.1 Représentation des différents types de charges par les fonctions
discontinues (Mc Cauley)
L'application de ce type de fonctions pour la résolution des problèmes de la
résistance des matériaux, et plus particulièrement la résolution de l'équation
différentielle de la déformée, est faite en exprimant les moments des charges
élémentaires (moment, charge concentrée, charges réparties). La condition x ≥ a signifie
que la fonction est définie pour ax et nulle ailleurs.
Moment:
axz axMxM
0)()(
Charge concentrée (ou force concentrée)
axz axPxM
1)()(
Charge répartie uniformément
ax
zaxqxM
2)()(
20
M x
a
P x a
q(x q0(N/m) x
a
Chapitre2 Déplacements en flexion
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 34 RDM2
Charge répartie uniformément variable à pente positive
ax
zaxtgxM
6)()(
3
avec tg α = bq0
Charge répartie uniformément variable à pente négative
2116
)(6
)(2
)()(3
23
13
10
axaxaxz
axtgaxtgaxqxM
avec tg α = bq0
La flèche de la droite représentant la variation de la charge répartie indique que cette
charge agit de x = a jusqu'à l'infini c'est-à-dire que ax . Cela signifie que la
charge répartie est appliquée sur la poutre de x = a jusqu'à son extrémité droite. Mais ce
cas de figure n'est pas général et il existe des cas où la charge n'atteigne pas l'extrémité
droite de la poutre. Pour traiter ce genre de problèmes, on utilise des combinaisons de
charges de telle façon à éliminer la charge supplémentaire induite par la forme générale
de l'équation.
Il n'existe pas de règle générale pour ces combinaisons, mais chaque cas est
étudié selon sa particularité.
q(x) q (N/m) q0 α
x a1 b
a2
q(x)
q(N/m) α q0 x a b
Figure 2.6:représentation des charges élémentaires et de leurs moments
Chapitre2 Déplacements en flexion
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 35 RDM2
2.3.2 Equation générale de la ligne élastique par la méthode des paramètres
initiaux
L’expression du moment Mz(x) est égale aux moments des forces situées à
gauche de la section de séparation à une distance x de l’origine des coordonnées A Pour
une poutre supportant différents types de charges, l’équation générale du moment
fléchissant prend la forme suivante :
mkji dxm
m
cxk
k
bxjj
axiiz
dxtgcxqbxPaxMxM
6)(
2)()()()(
3210
(2.6)
Figure2.7 : Différents charges agissant sur une poutre
L’application de cette méthode se résume dans les étapes suivantes :
- l’origine des coordonnées est choisie au point situé à l’extrême gauche de la
poutre qui sera commune pour tous les intervalles.
- La solution générale de l’équation différentielle de la déformée est donnée
l’équation 2-10. Les constantes EI f0 et EIθ0 sont calculées en posant les
conditions de déplacements aux appuis.
m
kji
dxm
m
cxk
k
bxj
j
axi
izzz
dxtg
cxqbxPaxMxEIfEIyEI
120)(
24)(
6)(
2)(
5
432
00
(2.7)
M A q’ x
ai α bj P ck dm
Chapitre2 Déplacements en flexion
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 36 RDM2
Applications :
Exemple1 :
Etablir l’équation de la déformée par la
méthode des paramètres initiaux.
Solution :
Equation de la déformée par la méthode des paramètres initiaux
nm
ji
dxn
nn
cxm
mm
bxj
jj
axi
iizzz
dxtgcxq
bxPaxMxEIfEIyEI
120)(
24)(
6)(
2)(
54
32
00
Dans notre cas, nous avons des forces concentrées, l’équation générale se réduit à :
axaxzz
bxj
jjzzz
axPxPxEIfEIbx
PxEIfEIyEIj 2
33
00
3
00 6)(
6)(
6)(
Donc
axaxzzz
axPxPxEIfEIyEI2
33
00 6)(
6
axaxzz
axPxPEIyEI2
22
0 2)(
2
Calcul des paramètres initiaux f0 et θ0 :
- Conditions aux limites :
- x=2a y=0 (1)
y’=0 (2)
(1) 25 2
0PaEI z
(2) zz EI
PafEI3
0 27
Equations de la déformée :
axaxz
axPxPPayEI2
222
2)(
225
P P
B
A a a x
Chapitre2 Déplacements en flexion
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 37 RDM2
axaxz
axPxPxPaPayEI2
3323
6)(
625
27
Exemple2 :
Etablir l’équation de la déformée par
la méthode des paramètres initiaux de la
poutre représentée par la figure 2. Calculer la
flèche du point C.
Solution :
1- Détermination de la déformée par la
méthode des paramètres initiaux :
1.1 Calcul des réactions :
qaRqaR BA 25,
23
1.2 Equation de la déformée :
L’expression générale de la déformée par la méthode des paramètres initiaux a pour
forme :
dxcxbxaxyzzz
dxtgcxqbxPaxMxQxMxEIfEIyEI24
)(24
)(6
)(2
)(62
54323
0
2
000
Les paramètres initiaux pour cette poutre sont identifiés de la manière suivante :
f0=0, θ0= ?, M0=0, Qy0=RA=qa
23
Nous avons les charges suivantes :
P=qa, la charge répartie q= -q’ pour x>a et la charge répartie q pour x>2a.
L’expression de l’équation de la déformée devient :
axaxax
zzaxqaxqaxqaxqaxEIyEI
2
4433
0 24)2(
24)(
6)(
623
Calcul de θ0 :
qa q 2q
A C B
a a a
qa q 2q A C B
a a a
Chapitre2 Déplacements en flexion
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 38 RDM2
On pose la condition :
x=3a → y=0 30 72
113 qaEI z
L’équation de la déformée par la méthode des paramètres initiaux :
axaxaxz
axaxaxz
axqaxqaxqaqaxqayEI
axqaxqaxqaqaxxqayEI
2
33223
2
44333
6)2(
6)(
2)(
43
7220311
24)2(
24)(
6)(
472113
2- Calcul de la flèche au point C : fc :
4..
72113 3
3 aqaaqayEIfcEI axzz
zEIqafc
4
7295
Exemple3 :
Etablir l’équation de la déformée par la
méthode des paramètres initiaux de la poutre
représentée par la figure 2. Calculer la flèche du
point C.
Solution :
3- Détermination de la déformée par la
méthode des paramètres initiaux :
1.3 Calcul des réactions :
qaRqaR BA 67,
31
1.4 Équation de la déformée :
L’expression générale de la déformée par la méthode
des paramètres initiaux a pour forme :
dxcxbxaxyzzz
dxtgcxqbxPaxMxQxMxEIfEIyEI120
)(24
)(6
)(2
)(62
54323
0
2
000
Les paramètres initiaux pour cette poutre sont identifiés de la manière suivante :
f0=0, θ0= ?, M0=0, Qy0=RA=qa
31
L’expression de l’équation de la déformée devient :
Figure 2
2q q A C B
a a
Figure 2
2q q A C B
a a
Chapitre2 Déplacements en flexion
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 39 RDM2
ax
5
ax
43
0zz 120)ax(tg
24)ax(q
6x
3qaxEIyEI
tgα = q/a
ax
5
ax
43
0zz 120.a)ax(q
24)ax(q
6x
3qaxEIyEI
Calcul de θ0 :
On pose la condition :
x=2a → y=0
33
0z qa1922.0qa36071EI
L’équation de la déformée par la méthode des paramètres initiaux :
ax
4
ax
323
z
ax
5
ax
433
z
a24)ax(q
6)ax(q
6qaxqa
36071yEI
a120)ax(q
24)ax(q
18qaxxqa
36071yEI
4- Calcul de la flèche au point C : fc :
18..
36071 3
3 aqaaqayEIfcEI axzz
z
4
EIqa
12017fc
Chapitre2 Déplacements en flexion
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 40 RDM2
Exemple4 :
Soit la poutre représentée par la figure ci-contre, .
A l’aide de la méthode des paramètres initiaux :
Solution :
Équations de la déformée par la méthode
des paramètres initiaux
a) Établissement des équations de la
déformée :
L’équation générale de la déformée :
ax
iizzz
axPxEIfEIyEI
6)( 3
00
axaxxzzz
axPaxPxPxEIfEIyEI2
33
0
3
00 6)2(
6)(
6
Les paramètres initiaux pour cette poutre sont identifiés de la manière suivante :
- x=0 y=0 f0=0
x=3a y=0 0=
6)(
6)2(
6a)(330
333
0aPaPPaEI z
, EIzθ0=Pa²
Les équations de la déformée :
axaxxz
axPaxPxPxPayEI2
33
0
32
6)2(
6)(
6
axaxxz
axPaxPxPxPayEI2
2
0
22
22)2(
2)(
2
b) Calcul de la rotation en A ‘θA’ et la flèche au milieu ‘fC’.
- la rotation en A
θA= Zx EI
Pay2
0
- la flèche en C
fC= Z
3
ax EIPay
2423
23
P P x A B a a a
y
Chapitre2 Déplacements en flexion
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 41 RDM2
2.4 Méthode des moments des aires
y
x
θ
B`
a1 b1
m ds n
Ω
x1 dx
B A
ρ ρ
dθ
dθ
MZ
dΩ
x1dθ
Figure 1.8 : Principe de la méthode des moments des aires
xG
G
Chapitre2 Déplacements en flexion
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 42 RDM2
Dans ce paragraphe nous considérons une autre méthode de détermination des
déplacements des poutres. Connue sous le nom de la méthode des moments des aires,
elle utilise les propriétés du diagramme du moment de flexion. La méthode est adaptée
lorsque la déflexion ou la rotation ne sont demandés que pour un point précis de la
poutre car il est possible de trouver de tels quantités sans l’établissement de l’équation
de la déformée.
Cette méthode repose sur deux théorèmes principaux :
Le 1er théorème sert à calculer l’angle de la rotation relative entre deux sections de la
poutre. Ce théorème est appelé le premier théorème de la méthode des moments des
aires.
Le 2ème théorème sert à calculer la distance entre deux tangentes. Ce théorème est appelé
le second théorème de la méthode des moments des aires.
1.4.1 Le premier théorème de la méthode des moments des aires :
Enoncé du théorème
L’angle entre les tangentes aux ponts A et B de la ligne élastique est égale à
l’aire du diagramme du moment fléchissant comprise entre les ordonnées
correspondantes divisée par la rigidité EIz à la rigidité à la flexion de la poutre.
B
A ZZ EIEIMdx
Ω : Aire de la portion du diagramme des moments fléchissant correspondant à la partie
de la déformée considérée.
ZEI : Rigidité à la flexion de la poutre.
Démonstration :
Soit AB un arc représentant une partie de la déformée et a1b1 la partie
correspondante du diagramme des moments fléchissant.(Figure ) Considérons un
élément ds de la partie de la déformée limité par deux sections très voisines m et n. la
relation de la courbure nous permet d’écrire :
dsEIMdsd
Z
Z
1
Chapitre2 Déplacements en flexion
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 43 RDM2
Puisque sont considérées comme petites, on peut assimiler l’élément ds à la
distance élémentaire dx, d’où :
dxEIMd
Z
Z
L’interprétation graphique signifie que l’angle élémentaire dθ entre deux
tangentes consécutives à la ligne élastique est égale au rapport de l’aire élémentaire dΩ,
qui est égale à Mdx, à la rigidité EIZ. D’où l’angle θ entre les deux tangentes
respectivement en A et en B est obtenu par intégration :
. B
A Z
Z dxEIM
1.4.2 Le second théorème de la méthode des moments des aires :
Enoncé du théorème :
La distance entre le point B te la tangente en A est égale au moment de l’aire du
diagramme des moments de flexion entre a1 et b1 , par rapport à la verticale passant par
B, divisé par la rigidité par la rigidité à la flexion de la poutre EIZ. :
B
A Z
G
Z
Z
EIx
dxEIMx
BB 1
xG :étant la distance entre le centre de gravité de la surface Ω et la verticale passant par
B.
Démonstration :
Calculons la distance BB’ du point B à la tangente en A.
Le déplacement élémentaire correspondant à l’élément mn compris entre deux
tangentes consécutives est :
dxEIMxdxdx
Z
Z111
La distance BB est obtenue par intégration, d’où :
B
A Z
G
Z
Z
EIx
dxEIMx
BB 1
Chapitre2 Déplacements en flexion
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 44 RDM2
L’interprétation géométrique de cette formule signifie que la distance BB’ est égale au
moment de l’aire de la surface Ω par rapport à la verticale passant par B divisée par la
rigidité EIZ.
Remarque :
Ces deux théorèmes nous permettent de calculer les valeurs absolues de θ et δ. Pour
déterminer les signes de ces quantités, on utilise les règles suivantes :
- la rotation θ est positive si elle s’effectue dans le sens des aiguilles d’une
montre de la tangente en A à la tangente en B.
- le déplacement δ est positif s’il s’effectue dans le sens des y>0.
1.4.3 Processus d’application de la méthode des moments des aires :
a) Calcul des réactions.
b) Tracé approximatif de la déformée en tenant compte des conditions aux appuis.
c) On trace le diagramme des moments fléchissant. Il commode dans certain cas de
le tracer par partie. Pour les poutres à rigidité constante, on utilise directement ce
diagramme. Pour les poutres à rigidité variable, on trace un deuxième diagramme :
Z
Z
EIM .
d) On choisit les points A et B convenables et on trace les tangentes en ces points à
la déformée.
e) On calcule les quantités inconnues par l’un des théorèmes.
Applications
Exemple1 :
Calculer à l’aide de la méthode des moments
des aires les calculs de ‘θA’ et ‘fC’
P P x A B a a a y
Chapitre2 Déplacements en flexion
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 45 RDM2
Calcul de θA (Application du 1er théorème des moments des aires)
Vu la symétrie des charges, la déformée admet une tangente horizontale au
milieu :
ZA EI
21
: étant la surface du diagramme de Mz :
ZZA EI
PaEIPa 222
21
Calcul de fC :
(Application du 2nd théorème des moments des aires entre le milieu C et le point A)
221
32
211 22 aaPaaPa
EIf
Zc
Z
3
c EIPaf
2423
A
fC
θA
θA BA
B C
3a/2
Mz
+
Pa
Chapitre2 Déplacements en flexion
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 46 RDM2
Exemple2 :
Soit la poutre encastrée en B et soumise à une force concentrée P en son
extrémité libre A, représentée par la figure 12. en utilisant la méthode des moments des
aires, calculer :
1)- la rotation de l’extrémité libre A : θA,
2)- la flèche de l’extrémité libre A : δ.
Solution :
1-Calcul de la rotation en A : θA
Cette quantité peut être calculée directement
par le 1er théorème de la façon suivante :
ZZ EIdiagrammeduaire
EI
A =
ZZ EIPlPl
EI 2²
21 2
2-Calcul de la flèche :
2.2-Calcul de la flèche fA : Application du 2nd
théorème entre A et B
Z
G
Z
G
EIxdiagrammeduaire
EIxf
.
A
zA
zA EI
PlfllPlEI
f3
31
32..
211
P
A B x
l
y
Allure de la déformée
Diagramme de Mz
δ
θA
B A
Pl
-
Chapitre2 Déplacements en flexion
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 47 RDM2
Exemple3 :
Calculer la rotation et l la flèche en A.
1)-Diagrammes de Qyet Mz :
0 x a
Qy= - P.
Mz = - Px.
a x 2a
Qy= - 2P.
Mz = - Px – P(x-a).
2)- Calcul de la rotation et de la flèche en A. 2.1-Calcul de la rotation θA : Application
du 1er théorème entre B et A
z
2
Az
A EIPa
25a.Pa
21a2.Pa2
21
EI1
La rotation s’effectue dans le sens anti horaire :
z
2
A EIPa
25
3-Calcul de la flèche fA : Application du 2nd théorème entre B et A
zA
zA
EIPaf
aaaPaaaPaEI
f
3
27
32.
212
32.2.2
211
P P B A a a x y
Mz
Qy
P 2P
Pa
3Pa
fA
θA A
Déformée
B
Chapitre2 Déplacements en flexion
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 48 RDM2
2.5 Méthode de superposition
La méthode de superposition est une technique pratique et couramment utilisée
pour obtenir les flèches et les rotations des poutres.
La méthode de superposition pour calculer les déplacements dans une poutre est
un concept plus général connu en mécanique sous le nom de principe de superposition.
Ce principe est valable chaque fois que la quantité à déterminer est une fonction linéaire
des charges appliquées. C'est le cas où la grandeur cherchée peut être déterminée pour
chaque charge agissant séparément, puis ces résultats peuvent être superposés pour
obtenir la quantité souhaitée lorsque les charges agissant simultanément. Dans les
structures ordinaires, le principe est généralement valable pour les contraintes, les
déformations, les moments de flexion et de nombreuses autres quantités, en plus des
déplacements.
Dans le cas particulier des déplacements dans une poutre, le principe de
superposition est valable dans les conditions suivantes:
(1) la loi de Hooke est valable pour le matériau,
(2) les déplacements et les rotations sont faibles, et
(3) la présence des déplacements ne modifie pas les actions des charges
appliquées. Ces exigences garantissent que les équations différentielles de la ligne
élastique sont linéaires. Les exemples suivants fournissent des illustrations
supplémentaires dans lesquelles le principe de superposition est utilisé pour calculer les
flèches et les angles de rotation des faisceaux.
Les équations différentielles de la déformée sont des équations linéaires c'est-à-
dire tous les termes de y, y' et y'' sont du premier ordre. Les déformations dues à
plusieurs cas de charges peuvent être donc superposées ou cumulées. Cette méthode est
surtout utilisée quand le chargement est composé de plusieurs cas de charge élémentaire
ou les déformations sont données dans les aides mémoires de la RDM.
Chapitre2 Déplacements en flexion
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 49 RDM2
Exemple1 :
Déterminer la flèche maximale de la poutre ci-contre.
Solution :
Chapitre3 Théorèmes d’énergie
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 50 RDM2
Chapitre 3 : Théorèmes généraux des systèmes
élastiques (Applications)
3.1 Expression générale de l’énergie potentielle de déformation d’un système
élastique
3.1.1 Définition
On appelle énergie potentielle de déformation d’un système élastique, l’énergie
qui s’accumule dans le corps solide lors de sa déformation élastique.
En négligeant les quantités d’énergie perdues au cours de la déformation (surtout
sous forme de chaleur), le travail des forces extérieures se transforme en énergie
potentielle de déformation élastique du corps.
3.1.2 Expression de l’énergie potentielle de
déformation pour un état simple de contrainte.
Isolons un volume élémentaire de
dimensions dx, dy et dz .
La force extérieure agissant sur cet élément
est : σ1dxdz
L’allongement total dans la direction de σ1 est :
dy.
Considérons un état intermédiaire lors de la
déformation et considérons que la contrainte est
constante au cours d’une déformation élémentaire ‘d’ (en
réalité on nég3lige les termes du second ordre). Le travail
élémentaire réalisé est de :
dW= ..ddx.dy.dz,
donc le travail total des forces extérieures est :
1
0
....
dzdydxdW (3.1)
Sachant que le matériau obéit à la loi de Hooke :.=E., l’expression du travail
devient :
dy
x
dz
σ1
y
dx
z
σ1
σ1
σ
1
d
σ
Figure 3.1 :Etat simple de
contrainte
Chapitre3 Théorèmes d’énergie
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 51 RDM2
dzdydxE
dzdydxdEW ...2
......
2
1
0
1
D’après le principe de conservation de l’énergie, l’énergie potentielle
emmagasinée dans cet élément est égale au travail des forces extérieures :
dVE
dzdydxE
WU .2
....
2
. 2
1
2
1 (3.2)
L’énergie potentielle par unité de volume ou énergie potentielle spécifique est
donnée par l’équation :
E
E
dV
Uu
22
.
2
. 2
11
2
1 (3.3)
Remarque :
Cette notion d’énergie par unité de volume est souvent très importante. Lorsque
la contrainte 1 atteint la limite élastique du matériau, le corps emmagasine le maximum
d’énergie par unité de volume sans qu’il y ait des déformations permanentes. Ce
maximum d’énergie est appelé module de résilience. Le tableau suivant donne, à titre
indicatif, les valeurs de ce module pour quelques matériaux :
Matériau Densité E (hbars) Limite
Élastique(hba)
u
m.daN/dm3
Acier de construction 7.8 21.103 20 9.5
Tôle d’acier 7.8 21.103 84 168
Cuivre 8.5 11,2.103 3 0.4
Chêne 1 1,050.103 3 4.3
Caoutchouc 0.93 105 0.21 22.6
* D’après Timoshenko
3.1.3 État de cisaillement pur
Isolons un volume élémentaire de dimensions dx, dy et
dz , sur lequel agit une contrainte tangentielle yz
produisant un glissement Δ. La déformation angulaire
correspondante xy est définie par :
z
zy=
yz=
y
x xy=1 Δ1
Figure 3.2 : Cisaillement pur
Chapitre3 Théorèmes d’énergie
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 52 RDM2
dytg yzyz
.
Le travail des forces extérieures est donné par la relation :
dy.dz.dx.d.dz.dx.W11
00
yz
D’après la loi de Hooke en cisaillement : G
dzdydxG
dydzdxGW ..2
....2
1
0
1
.
D’une manière analogue à l’état simple, on peut écrire l’expression L’énergie
potentielle par unité de volume ou énergie potentielle spécifique :
G22
.
2
.G
dV
U
dV
Wu
2
11
2
1
3.1.4 Cas général d’un état de contrainte :
Considérons le cas général d’’un état de contrainte, c.à.d. que les six
composantes du tenseur des contraintes sont différentes de zéro :
zyzxz
yzyxy
xzxyx
zzyzx
xzyyx
xzxyx
ij
Dans ce cas l’énergie potentielle de déformation par unité de volume est donnée
par l’expression :
yzyzxzxzxyxyzzyyxx ......
2
1u
Cette expression s’appelle l’expression de Clapeyron. Elle peut être écrite sous
la forme matricielle :
yz
xz
xy
x
x
x
yzxzxyzyx2
1u
Cette équation peut être réécrite sous la forme :
2
yz
2
xz
2
xyxzzyyx
2
z
2
y
2
xG2
1
EE2
1u
Chapitre3 Théorèmes d’énergie
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 53 RDM2
Pour un état principal des contraintes, u devient :
133221
2
3
2
2
2
1EE2
1u
Lors de sa déformation un corps élastique, on assiste non seulement à la variation de
son volume, mais aussi à la modification de sa forme, donc l’énergie potentielle
spécifique peut être réécrite :
u=uv+uf
uv : Énergie potentielle spécifique de la variation de volume
uf : Énergie potentielle spécifique de la modification de forme
2321V
E6
21u
133221
2
3
2
2
2
1fE3
1u
2
13
2
32
2
21fE6
1u
3.2 Expression de l’énergie de déformation accumulée dans une barre
Dans un premier lieu nous allons déterminer cette expression pour les cas des
sollicitations simples. Ensuite nous déduisons celle du cas général c.à.d. pour une
sollicitation composée où tous les efforts internes sont différents de zéro.
3.2.1 Traction simple
Soit une barre de longueur ‘l’ soumise à
une traction simple. L’expression de l’énergie de
déformation accumulée dans la barre est :
dVE2
dV.uU2
x
Sachant que A
N xx , nous avons :
A.A.E2
dx.Ndz.dy
A.E2
dx.NU
l
0 2
2
x
A
l
0 2
2
x
l
0
2
x
EA2
dx.NU
3.2.2 Flexion pure
y
l
P x P
Figure 3.3 : Barre en traction
Chapitre3 Théorèmes d’énergie
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 54 RDM2
Soit une barre de longueur ‘l’ soumise à une flexion pure, c'est-à-dire que la
section transversale n’est soumise qu’à un moment fléchissant. L’expression de
l’énergie de déformation accumulée dans la barre est :
dVE2
dV.uU2
x
Sachant que z
zx
I
y.M , nous avons :
z
l
0
2
z
2
z
A
2
l
0
2
z
2
zl
0 2
z
22
z I.I.E2
dx.MdA.y
I.E2
dx.MdA.
I.E2
y.MdxU
l
0 z
2
z
I.E2
dx.MU
3.2.3 Flexion simple
Dans ce cas chaque section transversale est
soumise à deux efforts internes :
- Un moment fléchissant produisant des
contraintes normales,
- Un effort tranchant causant des contraintes
de cisaillement.
Donc l’expression de l’énergie de
déformation se compose de deux termes :
- Un terme dû moment fléchissant identique à
l’expression de déformation l’énergie en flexion
pure,
- Un terme dû aux contraintes de cisaillement de
l’effort tranchant. Ces, contraintes sont données par la
relation de Jouravsky :
zz
zy
xyI.b
S.Q
Qy : l’effort tranchant,
Sz : le moment statique de la surface hachurée,
bz ; la largeur de la section,
b
h G z
P A B x
l
y
Qy Qy
Mz Mz
Qy P
Qy
Pl
Mz
Figure 3.5 : Flexion simple
y
l
M
x
M
Figure 3.4 : Barre en flexion pur
Chapitre3 Théorèmes d’énergie
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 55 RDM2
Iz : le moment quadratique de la section par rapport à l’axe z
Le terme représentant la contribution de la
contrainte tangentielle est donné par le travail
élémentaire :
dVG2
W
2
xy
Qy
GA2
dx.QkdA
b
S
GI2
dx.QdW
2
y
y
A
2
z
2
z
2
z
2
y
Qy où dA
b
S
I
Ak
A
2
z
2
z
2
z
y et dA = dy.dz
dAb
S
I
Ak
A
2
z
2
z
2
z
y
ky est appelé coefficient de forme dont la valeur dépend de la forme de la section et non
de ses dimensions.
Forme de la section Valeur de ky
Rectangulaire 1.2
Circulaire 32/27
Pour les profilés A/Aâme, où :
A : surface totale de la section
Aâme : l’aire de l’âme
L’énergie de déformation élastique dans la barre a pour expression :
dVG2
dVE2
U
2
xy2
x
l
0
2
y
y
l
0 z
2
z
A.G2
dx.Qk
I.E2
dx.MU
3.2.4 Torsion simple
Dans le cas d’une barre cylindrique c.à.d.
une poutre à section circulaire, la distribution des
contraintes tangentielles est donnée par
M
x
l
Figure 3.6 : Contrainte de
cisaillement
Figure 3.7 : Torsion simple
Chapitre3 Théorèmes d’énergie
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 56 RDM2
l’équation :
p
t
I
M
L’expression de l’énergie de déformation est donnée par :
p
l
p
t
A
l
p
tl
p
txyI
IG
dxMdA
IG
dxMdA
IG
MdxdV
GU
0
2
22
0
2
2
0 2
222
.2
..
.2
..
.2
.
2
Pour une barre prismatique : l
t
t
IG
dxMU
0
2
2
.2
., It est le moment quadratique de
torsion
3.2.5 Cas général d’une sollicitation composée :
Dans le cas général d’une sollicitation composée c.à.d. le cas où les six
composantes des efforts internes sont différentes de zéro, l’expression générale de
l’énergie de déformation élastique, dite de Clapeyron, d’écrit
l
0
l
0
2
t
2
t
l
0
2
zz
l
0 y
2
y
2
y
y
l
0 z
2
z
l
0
2
x
I.G2
dx.M
A.G2
dx.Qk
I.E2
dx.M
A.G2
dx.Qk
I.E2
dx.M
A.E2
dx.NU
3.3 Théorème de réciprocité de Maxwell-Betti
Énoncé du théorème :
« Le travail résultant d’un
système de charges sur les déplacements
d’un second système de charges est égale
au travail du second système de charges
sur les déplacements du premier système
de charges. »
Ceci se traduit par l’égalité :
P1Δ12= P2Δ21
Δ12 : le déplacement crée par la force P2 dans la
direction de la force P1,
Δ21 : le déplacement crée par la force P1 dans la direction de la force P2.
Démonstration :
l
0
2
p
2
t
I.G2
dx.MU
P2
Δ22
P1
Δ11
y
Δ21
Δ12
x
y
x Etat1
Etat2
Figure 3.8 : Réciprocité des
travaux
Chapitre3 Théorèmes d’énergie
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 57 RDM2
L’énergie de déformation élastique emmagasinée dans la poutre de l’État1 due aux
charges P1 est :
1111 P2
1U
Supposons que nous appliquons P2 sur le 1er état de chargement, U1 deviendra :
2221211111 P2
1PP
2
1U
121P : Le travail mécanique de la force P1 sur le déplacement crée par P2 dans la
direction de P1,
222P2
1 : Le travail de P2 sur son propre déplacement dans sa direction.
Raisonnons de la même manière pour l’État2, nous obtenons l’expression de l’énergie
de déformation suivante :
1112122222 P2
1PP
2
1U
Dans les deux cas on obtient la même déformée, d’où l’égalité des expressions des
énergies de déformation :
U1=U2 P1Δ12= P2Δ21
Remarque :
Pour la démonstration de ce
théorème, nous avons utilisé un système
de charges avec une seule force pour
faciliter la compréhension. Mais on peut
généraliser ce résultat pour le cas où le
1er état est soumis à plusieurs forces, et le
second état à une seule force. Etablissons
les deux systèmes suivants : D’après le
théorème de Maxwell-Betti, on peut écrire la
relation suivante :
Δki : le déplacement crée par les forces Pi dans la direction de la force Pk,
Δki : le déplacement crée par la force Pk dans la direction de la force Pi.
n
1
ikikik P =P
P1
Δki
P2
Pn
Pk
Δ1k Δ2k Δnk
k
Figure 3.9 : Généralisation du
théorème de Maxwell - Betti
Chapitre3 Théorèmes d’énergie
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 58 RDM2
3.4 Théorème de Castigliano
Énoncé du théorème :
Le taux de variation de l’énergie de
déformation par rapport à une force
généralisée Pk est égal au
déplacement généralisé k au point
d’application de cette force et dans
sa direction :
k
kP
U
Remarque :
- Une force généralisée peut être une force ou un moment,
- Un déplacement généralisé peut être une flèche ou une rotation.
Démonstration :
Soit Δk le déplacement crée par les forces Pi dans la direction de Pk.
Associons un deuxième système chargé par une force ΔPk dans la direction de
Pk, de même sens et au même point d’application.
Appliquons le théorème de Maxwell-Betti pour les deux systèmes, nous
obtenons la relation :
n
1
ikikk P =P (1)
Δik : déplacements crées par ΔPk dans la direction de Pi
Δk : déplacements crées par Pi dans la direction de ΔPk
Si nous appliquons ΔPk dans le deuxième système l’énergie interne de déformation varie
de la quantité :
n
1
iki
Pkk P
2
PU k
(2)
2
PkPkk
: travail élastique
n
1
iki P : travail des forces PI sur les déplacement crées par ΔPk
Substituons (1) dans (2), nous obtenons ;
P1
Δk
P2
Pn
ΔPk
Δ1k Δ2k Δnk
Pk
ΔkΔPk
1
2
Figure 3.10 : Théorème de
Castigliano
Chapitre3 Théorèmes d’énergie
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 59 RDM2
kk
Pkk P
2
PU k
Divisons les deux membres par ΔPk
k
Pk
k
2P
Uk
Si ΔPk → 0 ΔkΔPk → 0 et kk P
U
P
U
Donc : k
kP
U
Remarques sur les modalités d’application du théorème de Castigliano :
1)- Pour éviter les calculs fastidieux des expressions de l’énergie :
a) On ne prendra pour les poutres que les termes dus aux les moments
fléchissant, pour les portiques, les moments fléchissant et les efforts normaux, pour les
fermes constituées de barres articulées seulement les efforts normaux.
b) L’opération de la dérivation est appliquée sous le signe de l’intégrale, ce qui
réduit énormément les calculs, de la façon suivante :
dxP
M
EI
Mdx
P
Q
GA
.Qkdx
P
M
EI
M
dxP
Q
GA
.Qkdx
P
M
EI
Mdx
P
N
EA
N
P
U
k
t
l
0 t
t
l
0 k
zzz
k
yl
0 y
y
l
0 k
yy
y
k
z
l
0 z
z
k
x
l
0
x
k
k
2)- Ce théorème peut être utilisé pour la résolution des systèmes hyperstatiques, en
complétant les équations d’équilibre par les équations de nullité des déplacements aux
liaisons surabondantes de la manière suivante :
0R
U
1
; 0
R
U
2
; … ; 0
R
U
n
3)- le théorème de Castigliano détermine le déplacement dans la direction et dans le
sens de la force, d’où le signe dépendant de cette dernière.
4)- S’il n’y a pas de force réelle, on applique une force fictive qu’on annule après la
dérivation.
Chapitre3 Théorèmes d’énergie
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 60 RDM2
Applications :
Exemple1
Ajouter un exemple sur les poutres
Exemple2
En utilisant le théorème de Castigliano, calculer
les déplacements verticaux des points A et B,
respectivement VA et VB (Figure 3).
Solution:
Pour calculer les déplacements verticaux des
points A et B, respectivement VA et VB en appliquant
le théorème de Castigliano, on utilise les équations suivantes :
0P
i
f
Z
Z
ZVA
f
dxP
M
EI
Mδ et
0P
iZ
Z
ZVB
f
dxP
M
EI
Mδ où Pf est une force fictive
qu’on annule après l’opération de dérivation.
1) Equations de MZ et ses dérivées:
On décompose le portique en deux parties AC et CD.
Partie AC
0x1a
MZ=-Pf x1 1xP
M
f
Z
ax12a
MZ=-Pf x1-P(x1-a) 1xP
M
f
Z
a)(xP
M Z
1
Partie CD
0x2a
MZ=-2Pf a-Pa aP
M
f
Z 2
a
P
MZ
Pf P
a a
A B C
a
D
Pf P
a a
x1
A B C
x2
(P+Pf)
(Pa+2Pf a)
C
a
D
Chapitre3 Théorèmes d’énergie
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 61 RDM2
2) Calcul des déplacements VA et VB .
2.1 Déplacement VA
a
0
2
a2
a
111
a
0
11
Z0P
i
f
Z
Z
ZVA dx.a.2Pa2dxxa)P(xdx)x0(
EI
1dx
P
M
EI
Mδ
f
Z
3
VAEI
Paδ
6
17
2.2 Déplacement VB
a
0
2
a2
a
11
Z0P
i
f
Z
Z
ZVB dx.a.Padxa)P(x
EI
1dx
P
M
EI
Mδ
f
20
Z
3
VEI
Paδ
3
4B
Exemple3
Soit l’arc de la figure 3, de rayon R dont
l’extrémité libre est chargée par une force P. En utilisant
le théorème de Castigliano, calculer les déplacements :
- Vertical du point A :δVA
- Horizontal du point A :δHA
Solution
Utilisation du théorème de Castigliano pour calculer les
déplacements :
- Vertical du point A :δVA
- Horizontal du point A :δHA
Pour calculer le déplacement horizontal δHA , on applique une force fictive
horizontale Qk au point A, qu’on annule après l’opération de dérivation.
Les relations générales pour ces calculs sont :
0
KQ
Z
Z
ZVA ds
P
M
EI
M
0
KQK
Z
Z
ZHA ds
Q
M
EI
M
1)- Ccalcul des expressions de Mz et de ses dérivées :
P
A
θ
R
Qk
Chapitre3 Théorèmes d’énergie
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 62 RDM2
Mz = - PRsinθ - QkR(1-cosθ)
P
M Z=-Psinθ,
K
Z
Q
M- R(1-cosθ), ds=Rdθ
2)- Calcul du déplacement vertical du point A :δVA :
2
0
2
0
220
2
00
2
0
2
2
2
2
21
sin
EI
PR
dcos
EI
PRdsin
EI
PRRd.sinR.
EI
PRsinds
P
M
EI
M
Z
3
VA
Z
3
Z
3
ZQ
Z
Z
ZVA
K
Z
3
VAEI
PR
4
3)- Calcul du déplacement horizontal du point A :δVA :
duuEI
PRdsin.cos
EI
PRRd.cosR.
EI
PRsinds
Q
M
EI
M
Z
3
Z
3
ZQ
K
Z
Z
ZHA
K
1111
020
2
00
2
0
Z
3
HAEI
PR
2
1
Chapitre3 Théorèmes d’énergie
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 63 RDM2
3.5 Méthode de la force fictive généralisée
3.6.1 Principe du déplacement virtuel
Ce principe s’énonce comme suit :
« Pour qu’un système ayant des liaisons parfaites soit dans un état d’équilibre, il faut et
il suffit que la somme des travaux virtuels des forces agissant sur ce système soit égale
à zéro »
- Le travail virtuel est le travail d’une force sur un déplacement virtuel,
- Un déplacement virtuel est un déplacement infinitésimal dans lequel les liaisons
sont conservées (non brisées),
- Une liaison est dite parfaite si le travail des réactions sur les déplacements
virtuels est nul.
Exemples de liaisons parfaites :
1- Un corps solide ou un point matériel reposant sur une surface parfaitement lisse.
Dans ce cas, il n’ay a pas de frottement. La réaction est dirigée selon la normale
à la surface. C’est pour cette raison que le travail de ces réactions est nul sur les
déplacements virtuels.
2- Les liaisons sont fixes. Les réactions ne produisent pas un travail.$
3- Les articulations entre deux corps. Dans ce cas les réactions des deux corps ont
la même direction mais des sens opposés. Le travail résultant de ces réactions est
nul (cas des fermes).
Formulation mathématique du principe des travaux
virtuels :
Étudions la structure de la figure(3.11). Cette
structure déformable est soumise à des forces
extérieures qui produisent des efforts internes. En
appliquant un déplacement virtuel, l’ensemble des
forces (externes et internes) produisent un travail
virtuel, dont l’expression générale est :
Ae+Ai=0 (1)
Ae : travail des forces extérieures
Ai : travail des forces intérieures
P
A
B
Figure 3.11 : structure
déformable
Chapitre3 Théorèmes d’énergie
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 64 RDM2
3.6.2 Formule de Mohr
Soit une structure plane soumise à des forces extérieures comme le montre la
figure 3.12. On se propose de déterminer le déplacement du point D dans la direction k
(ici le point D représente le centre de gravité de la section transversale).
Désignons cet état de charge par ‘m’ c.à.d. toutes les forces de cet état porte
l’indice ‘m’. le déplacement crée par Pm dans la direction de k est Δkm. Isolons un
élément ds de la structure limité par deux sections très proches 1-1 et 2-2 sur lesquelles
agissent les efforts internes Nxm, Mxm, Qzm dus à la force Pm.
Ces efforts internes deviennent des efforts externes sur l’élément après
l’isolement.
Eliminons les forces Pm, et appliquons une force Pk dans la direction ‘k’ qui crée
à son tour des réactions RAk et RBk, et aussi des efforts internes Nxk, Mxk, Qzk . appliquons
les déplacements de l’état ‘m’ à l’état ‘k’ comme déplacement virtuels, nous avons :
PkΔkm+ Ai = 0 (2)
Δkm : déplacement crée par les forces Pm dans la direction ‘k’,
PkΔkm : le travail des forces extérieures de l’état ‘k’ sur les
déplacements de l’état ‘m’ .
Appliquons ce principe sur l’élément ds, en considérant les
efforts internes de l’état ‘k’ comme des forces extérieures et
les déplacements de l’état ‘m’ comme des déplacements
virtuels, nous obtenons l’équation :
Mzm Qym 1
Nxm
1
2 Mzm Qym
Nxm
1 ds
Pm
A
B
1ds 2 k
D
1 2
1 ds 2
Qym
Qym
1
1 γm 2 Δβm Figure4
Figure 3.12 : Actions sur un élément de structure
Chapitre3 Théorèmes d’énergie
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 65 RDM2
Nxk. Δdsm+Mzk.Δdφm+Qyk.Δβm+dAi=0 (3)
Δdsm, Δdφm, Δβm sont les déplacements relatifs entre les sections (1-1) et(2-2) dus aux
efforts Nxm, Mzm, Qym.
dsdEI
dsMmd
EA
dsNdsm mm
z
zmxm ,,
m est le glissement moyen entre les sections (1-1) et(2-2). Sachant que les contraintes
de cisaillement sont réparties sur la section selon la loi de Jouravsky , on peut prendre
une contrainte moyenne τm définie comme suit :
A
Qk
ym
m . avec dAb
S
I
Ak
A z
z
z
2
2
2
Où k est un coefficient de correction dit coefficient de forme dont la valeur dépend de la
forme de la section. Si G
mm
, on a ds
GA
Qk
ym
m . , et la relation (3) devient :
0. i
ymyk
z
zmzkxmxk dAdsGA
QQk
EI
dsMM
EA
dsNN, (4)
En intégrant sur l’ensemble de la structure, on obtient l’expression générale du travail
des efforts internes Ai :
lymyk
l
z
zmzk
l
xmxk
l
ii dsGA
QQk
EI
dsMM
EA
dsNNdAA
0000
. (5)
Remplaçons Ai dans (2) :
lymyk
l
z
zmzk
l
xmxkkmk ds
GA
QQk
EI
dsMM
EA
dsNNP
000
. (6)
Si 1kP , la relation (6) devient :
lymyk
l
z
zmzkl
xmxk
km dsGA
QQk
EI
dsMM
EA
dsNN
000
. (7)
Cette relation est ‘intégrale de Mohr’. Elle permet le calcul des déplacements dans les
structures.
- ykzkxk QMN ,, : Efforts internes dans la structure dus à la force unitaire Pk=1 (sans
unité),
Chapitre3 Théorèmes d’énergie
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 66 RDM2
- le signe de la somme indique que l’intégration se fait sur toute la structure et le
signe de l’intégrale l
0
indique que le calcul se fait pour chaque barre.
Dans le cas général pour une structure tridimensionnelle, l’intégrale de Mohr
prend la forme suivante :
l
t
tmtkl
zmzkz
l
y
ymyk
lymyk
y
l
z
zmzkl
xmxk
km
GI
dsMMds
GA
QQk
EI
dsMM
dsGA
QQk
EI
dsMM
EA
dsNN
000
000
.
.
(8)
Remarques :
1- L’intégrale de Mohr permet de calculer les déplacements linéaires en associant
un état ‘k’ chargé par une force unitaire 1kP ou les rotation des sections en
associant un état ‘k’ chargé par un moment unitaire 1kM .
2- Pour calculer le rapprochement ou l’éloignement de deux sections, on associe un
état ‘k’ chargé par deux forces unitaires 1kP colinéaires de sens opposés sur la
direction reliant les centres de gravite des deux sections.
3- Pour déterminer la rotation relative entre deux on
utilise la procédure précédente avec deux
moments unitaires 1kM .
4- Vérification du théorème de Maxwell-Betti :
PkΔkm = PmΔmk c.à.d. il suffit de permuter entre les
termes (Nm, Mm, Qm) et (Nk, Mk, Qk).
5- Théorème du déplacement unitaire
Si 1 mk PP nous avons δkm=δkm.
δkm : Déplacement unitaire généralisé dans la direction ‘k’ crée par la force 1mP
δkm. : Déplacement unitaire généralisé dans la direction ‘m’ crée par la force 1kP
Exemple :
1kM C
A
B 1kM D
*
Chapitre3 Théorèmes d’énergie
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 67 RDM2
3.6.3 Multiplication de Véréchaguine :
La méthode de Véréchaguine permet le
calcul de l’intégrale de Mohr par une
multiplication particulière des efforts internes. En
effet pour une barre à rigidité constante sur toute
la longueur ou sur des morceaux d’intervalle,
cette peut être mise sous la forme générale :
l
dxxfxFI0
)().(
F(x) : L’expression de l’effort interne du à la force
1kP , qui est une fonction linéaire de
type : F(x) = Ax+B.
f(x) : L’expression de l’effort interne du à la force
Pm, qui est une fonction polynomiale.
l
dxxfBAxI0
)().(
ll
dxxfBdxxxfAI00
)()(
L’élément de surface dΩ = f(x)dx. Le terme l
dxxxf0
)( représente le moment statique
de l’aire du diagramme des moments fléchissant par rapport à l’axe ‘y’.
Donc : .xdx)x(xf G
l
0
Ω = l
0
dx)x(f l’aire totale du diagramme des moments fléchissant
xG : abscisse du centre de gravité du diagramme de la force unitaire.
D’où l’expression de l’intégrale I :
I=AxG Ω +BΩ = Ω(Ax +B) = Ω.F(xG)
La règle de Véréchaguine :
La valeur de l’intégrale I est le produit de l’aire du diagramme des moments
fléchissant ‘Ω’ par l’ordonnée du diagramme de la force unitaire 1kP sous son centre
de gravité : I = Ω.F(xG).
x dx G
dΩ f(x)
x
x
f(x)
F(x)
F(xG)
xG
F(x)= Ax+B
Ω
Chapitre3 Théorèmes d’énergie
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 68 RDM2
Remarques sur l’application de la méthode de Véréchaguine :
1- Cette méthode n’est valable seulement lorsque l’un des deux diagrammes est
linéaire. Elle surtout pour les poutres et portiques.
2- Si le diagramme de la force unitaire est formé de plusieurs segments de droite,
celui-ci doit être décomposé en figures géométriques simples (triangles et
rectangles).
3- La multiplication de Véréchaguine suit les termes de l’intégrale de Mohr.
4- La commutativité ou l’inversion de la multiplication n’est possible lorsque les
deux diagrammes sont linéaires.
5- Le produit de deux diagrammes ou de deux parties est positif si elles d’un même
coté de l’axe de référence sinon il est négatif.
6- Si le produit total est positif, cela signifie que le déplacement s’effectue dans le
sens de la force unitaire.
Exemple1
Soit la structure de la figure (1). En
utilisant la méthode de Véréchaguine, calculer le
déplacement horizontal du point C : HC.
Solution:
Associons un système Mk au système donné.
2a
a
q(N
/m)
C
Pk=1
Mk Mm
2
2qa
a
a
Chapitre3 Théorèmes d’énergie
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 69 RDM2
18
1
.2.24
3
23
11.
4
22
z
HC
zz
kmHC
EI
qa
aaqa
aqa
EIEI
MM
z
HCEI
qa4
8
9
Un autre exemple sur VERECHAGUINE
Chapitre4 Sollicitations composées
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 70 RDM2
Chapitre4 :
Sollicitations composées
4.1 Flexion déviée :
4.1.1 Définition :
On appelle flexion déviée le cas où le
moment de flexion ne se trouve pas dans un plan
principal.Pour résoudre ce problème, on
décompose ce moment en deux composants Mz et
My , ceci revient à la superposition de deux
flexions planes dans les plans xoy (Mz ) et xoz
(My).
4.1.2 Equation des contraintes normales
L’équation des contraintes normales se déduit
zI
My
I
M
y
y
z
zx (4.1)
Iz , Iy : moments d’inerties suivant respect les
axes,
(x , y) : cordonnées du point considérée,
Mz>0 :s’il tend les fibres de la poutre dans la
zone positive de l’axe y
My > 0 :s’il tend les fibres de la poutre dans la
zone positive des z.
1.2 Equation de l’axe neutre :
L’axe neutre est définit comme le lieu géométrique ou les contraintes normales
sont nulles c.à.d. :
00 n
y
y
n
z
zx z
I
My
I
M , (4.2)
L’indice ‘n’ indique qu’il s’agit d’un ensemble de points particuliers définissant l’axe
neutre.
Cette équation peut s’écrire dans le repère (zoy)
n
z
y
y
zn z
I
I
M
My (4.3)
Figure 4.1:Flexion déviée
A
G z
N
y
Figure 4.2:Axe neutre
y
z
Mz
G x
My
Chapitre4 Sollicitations composées
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 71 RDM2
Cette droite passe par le centre de gravité de la section ‘O’ dont la pente est :
z
y
y
z
I
I
M
Mtg
Remarques :
1 Le lien géométrique ou les contraintes
ont les même valeurs (isocontraintes) sont des
droits ne passant pas par le centre mais
parallèles à l’axe neutre. En effet la droite
d’équation zI
My
I
M
y
y
z
z , est parallèle à
l’axe neutre (mêmes pentes).
2 Plus la valeur absolue augmente, plus cette droite s’éloigner de l’axe neutre.
Ceci revient à dire que « les plus grands contraints se développent dans les points les
plus éloignés de l’axe neutre »
Dans le cas de cette figure, la contrainte en B; B est la plus grande contrainte de
traction (>0). La contrainte en D, est la plus grande contrainte en compression (<0),
pour des moments de flexion positives.
Applications
Exemple :
Soit la poutre de la figure 2. Déterminez
pour la section dangereuse : Les contraintes
maxmin.
D C
G σ1 z
σ2
A B
y
Figure 4.3: Isocontraintes
P=1t
A B
1m 1m
20
y
30°
20
z
120
80
20
G
P
Chapitre4 Sollicitations composées
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 72 RDM2
Solution
Nous sommes dans un cas de flexion déviée. Les contraintes normales se
calculent d’après l’équation : zI
My
I
M
y
y
z
zx
1- Détermination des caractéristiques géométriques de la section :
On se limitera dans ce cas aux moments quadratiques car le centre de gravité est
prédéterminé par l’intersection des axes de
symétrie.
12
80.100)120(
12
80.502
12
)120(I
3434
z
4
z3
3904I cm
12
20.80
12
120.202I
33
y
4
y3
1744I cm
2- Diagrammes des moments fléchissant
3- Détermination des contraintes de la section dangereuse
La section dangereuse est celle du milieu. Les composantes du moment fléchissant
sont :
Mz=PCos/2 = 1000.100.Cos30°= 3.10.52
310 45 daN.cm
My=PSin/2 = - 1000.100.Sins30°=- .10.52
110 45 daN.cm
Donc l’équation des contraintes pour cette section s’écrira :
1m 1m
x
y PCos
Mz
(PCos)/2
+
My
-
1m 1m
x
z PSin
(PSin)/2
20
y
20
z
120
80
20
G
C
A
B
D
Chapitre4 Sollicitations composées
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 73 RDM2
zI
My
I
M
y
y
z
zx x = 66.55y – 86.01z
Equation de l’axe neutre
0x 66.55yn – 86.01zn=0
27.522924.155.66
01.86 nnnn ztgzzy
les points les plus sollicités sont les points les plus
éloignés de l’axe neutre. Dans notre cas sont les points A
et B. le tableau ci-dessous résume les calculs.
Points B D
y (cm) -6 6
z (cm) 6 -6
(daN/cm²) -915.36=min 915.36=max
4.2 Flexion et traction(ou compression)
Si sur les sections transversales agissent simultanément des moments fléchissant Mz et
My et un effort normal Nx , on dit que la barre subit une flexion composée. Nous avons :
Flexion + traction si Nx >0
Flexion + compression si Nx <0
2.1 L’équation des contraintes normales s’écrit alors :
A
Nz
I
My
I
M x
y
y
z
zx (4.3)
où A est la surface de la section droite.
2.2 L’équation de l’axe neutre est :
0A
Nz
I
My
I
M xn
y
y
n
z
z (4.4)
Remarques :
1) Plus la quantité A
N x est grande plus l’axe neutre s’éloigne de centre O. lorsque
cette est hors de la section, elle perd sa signification réelle. L’axe neutre divise la
surface de la section en deux zones dont les contraintes sont de signes opposés. Dans le
z
G
A.N
β=52.27°
B
A
C
D
y
Chapitre4 Sollicitations composées
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 74 RDM2
cas où elle est tangente au contour de la section, celle-ci n’est qu’à un seul type de
contrainte.
2) Le point le plus dangereux reste toujours le point le plus éloigné de l’axe neutre.
3) Pour construire l’axe neutre, on doit déterminer ses points d’intersection avec les
axes Oz et Oy. Les coordonnées de ces points sont définies par les équations suivantes :
- l’axe neutre coupe l’axe Oz au point d’abscisse A
I
M
Nz
y
y
xn .0
- l’axe neutre coupe l’axe Oy au point d’abscisse A
I
M
Ny z
z
xn .0
4.3 Traction ou compression excentrée
En pratique on ne peut jamais appliquer une force normale exactement à
l’endroit du centre de gravité de la section. Cette excentricité induit des moments de
flexion supplémentaires dus au décalage du point d’application de la force par rapport
au centre de gravité de la section.
Les efforts internes agissant sur une section transversale du poteau se trouvant à
une distance x de la base, sont donnés par les expressions :
L’effort normal: Nx= P
Le moment fléchissant Mz = P.yk
x
Nx
My
Mz
O z
y
x
O P z
yk
zk K
y
x
Figure 4.4: Traction excentrée
Chapitre4 Sollicitations composées
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 75 RDM2
Le moment fléchissant My = P.zk
3.1 L’équation des contraintes normales :
1zi
zy
i
y
A
P
A
Pz
I
Pzy
I
Py
2
y
k
2
z
kx
y
k
z
kx
(4.5)
Où : A
Ii z2
z et A
Ii
y2
y sont les rayons de giration de la section droite respectivement
par rapport aux axes Oz et Oy
3.2 L’équation de l’axe neutre :
01zi
zy
i
y2
y
k
2
z
k (4.6)
3.3 Propriétés de l’axe neutre
1)-L’axe neutre passe par le quadrant opposé au quadrant du point d’application
de la force
2)-Si le point d’application de la force se trouve sur
l’un des axes de la section, l’axe neutre est parallèle au
deuxième axe.
Par exemple si le point K appartient à l’axe y :
K(yK, 0) K
2
y
0nz
iz
3)-Si le point d’application se déplace sur une droite
qui passe par le centre O de la section, l’axe neutre se déplace
parallèlement à sa position initiale. En effet :
K
2
znn
y
iz.tgy avec
2
y
2
z
K
K
i
i
y
ztg qui représente la
pente de l’axe neutre et aussi tgz
y
K
K = constante
représentant la droite des points d’application de la charge excentrée.
K
O z
A.N
y
AN1 AN2
O z
K1
K2
y
Chapitre4 Sollicitations composées
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 76 RDM2
4)- Si le point d’application se déplace sur une
droite qui passe par le centre O de la section, l’axe neutre
tourne autour d’un point fixe. Ce point commun à tous les
axes neutres de la section est déterminé de la manière
suivante :
01zz
1y
y
1yz
z
yy K*
K
K*
K
*
KK*
K
*
KK (4.7)
01zi
zy
i
y2
y
k
2
z
k (4.8)
La différence (6)-(7) des équations précédentes est écrite sous la forme :
0zz
1
i
zy
y
1
i
yK*
K
2
y
nK*
K
2
z
n
, pour que cette équation soit satisfaite quelque soit les
coordonnées du point K, il faut et il suffit que les expressions entre les parenthèses
soient nulles. D’où :
*
K
2
y
0n
*
K
2
z0n
*
K
2
y
n
*
K
2
z
n
z
iz
y
iy
0z
1
i
z
0y
1
i
y
(4.9)
Exemple :
Ces coordonnées représentent les coordonnées du point fixe par lequel passent
tous les axes neutres correspondant à tous les points d’application de la droite.
3.4 Noyau central d’une section :
Dans le cas des matériaux fragiles, résistant mal à la traction, il est utile d’éviter
les contraintes positives dues à une force de compression excentrée. Pour réaliser cette
condition, il nécessaire de déterminer le domaine d’application de la force de telle façon
que l’axe neutre soit hors de la section ou au moins tangent à son contour.
2 1
A
z*k
O z
y*k 2
1
y
Figure 4.5: Propriétés de
l’axe neutre
Chapitre4 Sollicitations composées
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 77 RDM2
Définition :
On appelle noyau central de la section, le domaine entourant le centre de gravité
pour lequel la force P appliquée en son intérieur provoque en tout point de la section des
contraintes de même signe.
Remarque :
Si la force est appliquée sur le contour du noyau, l’axe neutre reste tangent à la
section. Si elle est appliquée à l’intérieur du noyau, l’axe neutre sera hors de la section
et dans ce cas deviendra virtuelle.
Étapes pour la construction d’un noyau central :
1 On trace des tangentes à la section
représentant différentes positions de l’axe neutre
pour différents points d’application de la force P.
2 A l’aide des formules : 0n
2
zK
y
iy et
0n
2
y
Kz
iz , on calcule les coordonnées du point
d’application de la force P pour une position donnée de l’axe neutre. Cette position de
l’axe neutre est déterminée par ses intersections zn0 et yn0 avec respectivement les axes
Oz et Oy. O étant le centre de gravité de la section.
3 En les différents points d’application pour les différentes positions de l’axe
neutre par des segments de droite, on obtient un domaine fermé représentant le noyau
central de la section.
4 4 Flexion, traction et torsion pour les arbres à section circulaire
Ce type de sollicitation est fréquent dans le
fonctionnement des systèmes mécaniques et notamment
pour les arbres de transmission de puissance.
Soit une section droite d’un arbre à section circulaire
sur laquelle agissent les efforts internes suivants :
- Mz et My : composantes du moment de flexion
- Mx= Mt : moment de torsion
- Nx : effort normal
2 4
3 3
1
2
5
4
6 6
1 5
G
y
z
z
Mz
Mx Nx
O x
My
y
Figure 4.6: Noyau central
Figure 4.7: Flexion, torsion,
et effort normal
Chapitre4 Sollicitations composées
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 78 RDM2
Par conséquent deux types de contraintes apparaissent sur la
section droite :
- des contraintes normales dues aux moments de flexion et à
l’effort normal dont l’équation est :
A
Nz
I
My
I
M x
y
y
z
zx (4.10)
- des contraintes tangentielles dues au moment de torsion dont
l’équation est :
p
t
p
x
I
M
I
M (4.11)
Ip : est le moment quadratique polaire de la section par rapport
au point O.
ρ : est la distance du centre O au point considéré.
L’équation de l’axe neutre est alors :
01zi
My
i
M
A
N2
y
y
2
z
zx
Le point dangereux reste le point le plus éloigné de l’axe neutre
c’est à ire le point C. la contrainte en ce point s’écrit :
A
Nz
I
My
I
M xC
y
y
C
z
zC avec Iz = Iy
yC=Rcos, zC=Rsin avec y
z
z
y
y
z
M
M
I
I
M
Mtg
avec 22
z
z
yMM
Mcos
et
22
z
y
yMM
Msin
On constate que la direction du moment résultant coïncide avec un diamètre
passant par le point C, et puisque toute section circulaire admet une infinité d’axes de
symétrie, c.à.d. une infinité d’axes principaux, la direction de la résultante coïncide
donc avec un diamètre du cercle. La flexion déviée peut être réduite à une flexion plane
et l’équation des contraintes normales de la sollicitation composée s’écrit alors :
u
uxC
W
M
A
N avec
22
zu yMMM : le moment résultant,
ρ M τ
O z
y
y
z
C
O
AN
Chapitre4 Sollicitations composées
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 79 RDM2
et R
IWWW z
yzu : le module de résistance à la flexion de la section.
R rayon de la section
La condition de résistance peut être vérifiée par l’un des critères :
- selon le critère de TRESCA :
CCeqIII 4
- selon le critère de VON MISES :
CCeqIV 3
Dans le cas particulier où l’effort normal, cas fréquent pour le calcul des arbres
de transmission de puissance, la contrainte normale est réduite à l’expression :
u
22
z
u
uC
W
MM
W
M y
Sachant que Wp = 2Wu, les critères de Tresca et de Von Mises deviennent :
- Le critère de Tresca :
222
z
uu
if
eqIII
2
u
2
t
2
u
22
z
2
p
2
t
2
u
2
ueqIII
ty
y
MMMW
1
W
M
W4
M4
W
MM
W
M4
W
M
222
zif tyMMMM , est le moment idéal à la flexion. La section dangereuse est
déterminée à partir de sa valeur maximale.
- Le moment idéal pour le critère de Von Mises le moment idéal a pour
équation :
222 75.0ty
MMMM zif
Nous constatons que dans le cas d’une section circulaire et en absence de l’effort
normal, le problème de la flexion composée (Flexion + Torsion), se réduit à celui d’une
flexion simple.
Dans ce cas le diamètre de l’arbre peut être déterminé en appliquant la condition
de résistance :
u
if
W
M, avec
32
d
d
2.
64
dWu
34 , d’où le diamètre :
332
ifMd
Chapitre4 Sollicitations composées
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 80 RDM2
Exemple1 :
Un arbre de section circulaire de diamètre ‘d’ supportant une poulie de diamètre
60cm et d’un poids de 80daN, transmettant une puissance de 12 kW à une vitesse de
rotation de 360trs/mn (figure3).
Calculer le diamètre de l’arbre selon
le critère de Tresca sachant que la
contrainte admissible est
[σ]=1600daN/cm²
Solution
1) Détermination des efforts
exercés sur l’arbre :
Nous partons de la formule P= C ,
où :
P : la puissance, C : le couple, : est
la vitesse de rotation en rd/s.
=.N/30= 360. /30= 12 rd/s.
Le couple C=P/ = 12000/12 =
1000/ C318.31 N-m.
- Calcul de la tension t :
C = (2t-t).R où R est le rayon de la poulie t= C/R t=318.31/0.3
t= 1061.033 N=106.1033 daN
la figure ci-contre les forces auxquelles est soumis l’arbre.
2) Diagrammes des efforts internes
D’après les diagrammes des efforts internes, la section dangereuse est celle de la poulie.
Selon le critère de Tresca, le moment idéal maximum est :
222
zmaxif tyMMMM
Figure 3
2t
1 m t
x
y
z M
80da
N
0.5m
Mt
31.831daN
m
1m
0.5m
x
y 80daN
Mz
40daNm
1m 0.5m
x
z 3t=318.31
daN 159.154 daNm
My
31.831daN
m
Chapitre4 Sollicitations composées
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 81 RDM2
222
if )831.31()154.159()40(M
Mifmax = 167.1622 daN.m
3) Calcul du diamètre
33
if
1600.
100.1622,167.32M32d
d 4.74 cm
Exemple2 :
Le diamètre se calcule d’après la
condition de résistance :
u
if
w
M max ,
Selon le critère de Tresca :
2
y
2
zif MMM max , car Mt=0
Le moment idéal est maximal aux points
d’application des forces Py et Pz. C.à.d.
pour x=a ou x=3a. Pour x=a : Mz=2Pa/3
et My= Pa/3. Doù :
9
5PaM
3
Pa
3
Pa2M
ifmax
22
ifmax
-Calcul du module de résistance à la flexion:
22
y
exex
zu d
I
d
Iw
dex=diamètre extérieur,
din=diamètre intérieur
dex=d, d8
ddd in
4
32
Calcul du moment quadratique Iz :
Py
z
x
A Pz B
0.5m 0.5m 0.5m
y
3
P
3
P2
Pz
+
My
3
Pa2
3
Pa
z
3
P2
3
P
Py
y +
MZ
3
Pa2
3
Pa
d/8
Ød= Ødex Ødin
Chapitre4 Sollicitations composées
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 82 RDM2
4zu
4
z
4
4
z
3256.32
175
2d
Iw
256.64
175Id
4
3d
64I
d
d
Le calcul du diamètre “d” est obtenu par l’application de la condition de résistance sous
la forme:
σd175
256.32.Paσ
w
M3
u
ifmax 9
5
D’où:
3
σ175
256.32.Pad
9
5
AN:
d5,93 cm.
Cas de la torsion des barres prismatiques :
Dans ce cas la contrainte de torsion a pour expression :
t
tmax
W
M au milieu des grands cotés.
Wt est de résistance à la torsion. (A ne pas
confondre avec le module de résistance polaire
Wp, utilisé pour les sections circulaires).
Ce module est déterminé d’après la
théorie de l’élasticité. Nous exposons les résultats
pour les sections rectangulaire et triangulaire.
b
h
τmax
Chapitre4 Sollicitations composées
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 83 RDM2
Section rectangulaire :
Wt = hb² τ=γ*.τmax
Le moment quadratique de torsion :
It = hb3
b
h
1 1.5 1.75 2 2.5
0.208 0.231 0.239 0.246 256
0.141 0.196 0.214 0.229 0.249
1 0.859 0.820 0.795 0.766
Section triangulaire équilatérale de coté a :
La contrainte maximale : 3
tmax
a
M20 au milieu des cotés.
Le moment quadratique : 19.46
aI
4
t , et le module de résistance à la torsion Wt=0.04a4
τ
a
τmax
Chapitre5 Systèmes hyperstatiques
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 84 RDM2
Chapitre 5 :
Résolution des systèmes hyperstatiques
5.1 Généralités :
5.1.1 Définitions
Soit un système de barres plan.
C’st à dire que toutes les barres se
trouvent dans le même plan. Les forces
agissent dans ce même plan. Ce type
de structure possède 03 degrés de
liberté. : deux translations et une rotation. Donc
pour immobiliser cette structure on doit réaliser
trois liaisons simples disposées convenablement de
telle façon à éliminer ces trois mouvements. Pour
calculer les réactions de ces liaisons, il suffit
d’écrire les trois équations déduites des conditions
d’équilibre. Dans ce cas, le nombre des équations
d’équilibre est égale au nombre des réactions
inconnues. Le système est dit isostatique. Dans le
cas où le nombre de liaisons est supérieure au
nombre de degrés de liberté c'est-à-dire que le
nombre des réactions inconnues est supérieure au
nombre des équations d’équilibre, le système est
dit hyperstatique.
Dans le cas où le nombre des liaisons est
inférieure au nombre des degrés de liberté, le
système devient un mécanisme.
5.1.2 Système isostatique :
Soit une poutre chargée dans son plan (figure1). Pour l’immobiliser, on réalise
une liaison double en A et une liaison simple en B. Sous l’action des charges
extérieures, symbolisées par la force P, les liaisons réagissent par les forces RAx, RAy et
RB. Celles-ci peuvent être déterminées par les équations d’équilibre.
RAx A
RAy
B
RB
P
Figure5.1 :Systèmes isostatiques
a) poutre, b) et c) portiques
a)
A
B
A
C
D
P
A
B C
b)
c)
Chapitre5 Systèmes hyperstatiques
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 85 RDM2
- Un système de barres (portique) peut être fixé de la même manière que la
poutre précédente.
-.Un encastrement équivaut à trois liaisons simples.
Remarque :
Les liaisons doivent être disposées de telle manière à empêcher tout mouvement
possible. Par exemple dans la configuration suivante, les liaisons ne peuvent éliminer la
translation de la poutre. (figure4).
5.1.3 Système hyperstatique :
Si une structure plane possède plus de trois
liaisons simples devient hyperstatique
Le degré d’hyperstaticité d’une structure est
défini comme le nombre de liaisons surabondantes.
Exemples de structures hyperstatiques simples :
a) b) c)
Pour les structures contenant des articulations, chaque articulation diminue le degré
d’une unité.
Pour les structures en plusieurs barres la règle reste
toujours applicable. Par exemple pour le portique ci-contre, le
degré d’hyperstaticité est de deux(02).
D’une manière générale, le degré d’hyperstaticité H d’une structure plane est
défini comme suit :
H=Nl-3+Na
Nl : nombre de liaisons,
Na : nombre d’articulations internes.
C
Figure4
B A
1 degré 2 degrés 3 degrés
A
B
Figure7
C
Figure5
Figure6
Chapitre5 Systèmes hyperstatiques
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 86 RDM2
5.1.4 Types d’hyperstaticité:
Il existe deux types d’hyperstaticité : hyperstaticité extérieure et hyperstaticité
intérieure.
L’hyperstaticité extérieure : lorsque les liaisons surabondantes sont extérieures à
la structure. Dans ce cas les inconnues sont les réactions
externes.
L’hyperstaticité intérieure : lorsque les liaisons
surabondantes proviennent de la conception de la
structure elle-même. Dans ce cas les inconnues sont des
efforts internes.
Exemple :
Soient les deux demi-cadres (A) et (B) de la
figure8. Pour éliminer tout mouvement relatif de l’un par
rapport à l’autre, il suffit de les assembler par une
soudure (Etat2). Dans le cas où le cadre est soumis à des
charges extérieures, les efforts internes peuvent être
déterminés facilement par les équations de la statique.
Si les deux parties sont assemblées par deux soudures
(Etat3), la deuxième devient surabondante. Elle représente trois
liaisons internes supplémentaires. Le cadre devient hyperstatique
intérieurement et les équations de la statique ne suffisent plus
pour déterminer les efforts internes.
Dans certains cas, l’hyperstaticité peut être à la fois
extérieure et intérieure. Le degré d’hyperstaticité de la structure
est la somme des deux (intérieure et extérieure).
Exemples :
a) Pour le portique de la figure9, le degré d’hyperstaticite
est de 6 (3 extérieures et 3 intérieures).
b) Pour le portique de la figure10, le degré d’hyperstaticité
est de 6-2=4 (3 extérieures et 1 intérieure). Dans ce cas le degré d’hyperstaticité
diminue de deux à cause des deux articulations.
(B) (A)
(B) (A)
Eatat1
Eatat2
(B) (A)
Eatat2
Figure8
Figure9
Figure10
Chapitre5 Systèmes hyperstatiques
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 87 RDM2
5.2 La méthode des forces :
La méthode des forces est une méthode de résolution des systèmes
hyperstatiques. Celle-ci permettra de déterminer les réactions des liaisons surabondantes
(internes ou externes). Une fois ces réactions déterminées, un système isostatique
équivalent est établi, sur lequel on peut effectuer toutes les opérations possibles
(déterminations des efforts internes, calcul des déplacements, …).
Pour le système isostatique équivalent, on doit passer par plusieurs étapes pour
calculer les inconnues surabondantes. Ces différentes
étapes sont illustrées par un exemple.
5.2.1 Détermination du degré d’hyperstaticité
Le degré d’hyperstaticité : H=5-3=2.
Ce système possède deux liaisons surabondantes. Le
nombre des réactions surabondantes est de deux.
5.2.2 Choisir un système de base
Un système de base est système isostatique déduit du système hyperstatique
initial en supprimant les liaisons surabondantes. Les liaisons supprimées peuvent être
intérieures ou extérieures. On peut construire plusieurs systèmes de base à partir d’un
même système initial.
Pour l’exemple d’illustration, les systèmes de base suivants peuvent être
construits :
a) suppression d’une liaison double en B
b) suppression d’une liaison en A et une en B.
c) suppression de deux liaisons en A
d) suppression d’une liaison extérieure en B et d’une liaison intérieure en C.
L’encastrement en C devient une articulation.
b
C
A
B C
A
B
a
B
A
q(N/m) l
l C
Figure11
Chapitre5 Systèmes hyperstatiques
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 88 RDM2
e) suppression de deux liaisons internes l’une en A et l’autre en C.
Remarques importantes :
1) le système de base est obtenu seulement en
supprimant les liaisons surabondantes mais
jamais des liaisons. Par exemple le système de la
figure13 ’est pas un système de base car en b
nous avons une liaison supplémentaire.
2) On doit écarter le cas où les trois articulations sont
alignées. Dans ce cas le système devient un
mécanisme et ne peut plus supporter les charges
extérieures. (figure13)
5.2.3 Établir le système équivalent.
Le système équivalent est obtenu en remplaçant les liaisons supprimées par leurs
réactions. Pour notre exemple, nous obtenons :
a) les composantes X1 et X2 des réactions remplacent la liaison double en A.
d
C
A
B
c
C
A
B
e
C
A
B
Figure12
C
A
B
Figure13
C
A
B D
Figure14
Chapitre5 Systèmes hyperstatiques
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 89 RDM2
b) Le moment X2 remplace la troisième liaison de l’encastrement et X1 remplace la
liaison supprimée en B.
c) X1 et X2 remplacent les deux liaisons supprimées en A.
d) X2 Remplace la liaison supprimée en C et X1 remplace la liaison supprimée en
B.
e) X1 et X2 deux moments fléchissant en A et B.
5.2.4 Établir le système des équations canoniques :
Après avoir établi le système équivalent, on applique les charges extérieures sur
ce système. Pour déterminer les réactions surabondantes Xi on pose la condition
suivante :
C
A
B
a X2
X1
b
C
A
B X1
X2
X1
d
C
A
B
X2
X2
c
C
A
B
X1
X2
e
C
A
B
X1
X1
X2
Figure14
Chapitre5 Systèmes hyperstatiques
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 90 RDM2
« Le déplacement dans la direction de la force Xi du aux charges extérieures et aux
réactions Xi est égale à zéro ». C’est une condition de déformation.
Celle-ci se traduit par le système d’équations canoniques, obtenu en appliquant
le principe de superposition :
0X...XX
0X...XX
0X...XX
npnnn22n11n
p2nn2222121
p1nn1212111
ij : Déplacement unitaire dans la direction ‘i’ crée par la force 1X j ,
Δip : Déplacement unitaire dans la direction ‘i’ drée par les charges extérieures,
ii : Coefficients d’influence principaux,
ij : Coefficients d’influence supplémentaires, jiij .
Les différents coefficients des équations canoniques se calculent à l’aide de
l’intégrale de Mohr de la manière suivante : (en négligeant les autres termes
l
0 z
ji
ijEI
dxMM et
l
0 z
pi
ipEI
dxMM .
Pour l’exemple étudié, on opte pour
le premier système de base, et établissons le
système isostatique équivalent :
0XX
0XX
p2222121
p1212111
X2=1
l
l M2
2
ql 2
Mp
X1=1
l
M1
B
A
q(N/m) l
l C
X2
X1
Figure15
Figure16
Chapitre5 Systèmes hyperstatiques
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 91 RDM2
z
3
z
11EI3
ll
3
2l.l
2
1
EI
1
z
3
z
22EI3
l4l
3
2l.l
2
1l.l.l
EI
1
z
3
z
2112EI2
ll.l.l
2
1
EI
1
z
42
z
p1EI8
qll
4
3l
2
lq
3
1
EI
1
,
z
42
z
p2EI6
qll.l
2
lq
3
1
EI
1
Après des simplifications, le système d’équations canoniques devient :
063
4
2
0823
21
21
qlXX
qlXX
, D’où les solutions :
ql28
1X
ql7
3X
2
1
Applications
Exemple :
Tracez le diagramme des moments fléchissant
pour le portique ci-contre.
Solution :
1) Degré d’hyperstaticité :
H=4-3=1 Système isostatique équivalent :
X1=1 a
a a
P
P
a a
A C
B a
D
Chapitre5 Systèmes hyperstatiques
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 92 RDM2
2) Equations canoniques :
11
1
1
1111 0
p
p
X
X
Avec :
l
0 z
ji
ijEI
dxMM et
l
0 z
pi
ipEI
dxMM .
Calcul des coefficients des équations canoniques :
zz EI
aaaaaaa
EI 3
4..
3
2.
2
11 3
11
z
pEI
Pa3
16
17 ,
3) Calcul de la réaction surabondante :
PXXp
8
171
11
1
1
4) Tracé du diagramme des moments fléchissant :
X1=1 M1
2Pa
2Pa
a
a
Mp
Pa/8
Pa
Mf
Chapitre5 Systèmes hyperstatiques
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 93 RDM2
5.3 Simplifications pour les systèmes symétriques
5.3.1-Définitions
Pour une structure plane, on distingue trois types de symétrie :
- La symétrie géométrique : lorsque la structure possède un ou plusieurs axes de
symétrie.
- La symétrie des liaisons : si les liaisons d’une partie sont l’image des liaisons de
l’autre partie à travers un miroir passant par l’axe de symétrie et perpendiculaire
au plan de la structure
- La symétrie des charges. si les charges appliquées sur la structure sont de telle
manière que les forces agissant sur une partie sont l’image des forces agissant
sur l’autre partie à travers un miroir passant par l’axe de symétrie et
perpendiculaire au plan de la structure.
- Antisymétrie des charges : si les charges appliquées sur la structure sont de telle
manière que les forces agissant sur une partie sont l’image inverse des forces
agissant sur l’autre partie.
Dans ce qui suit nous appliquons la terminologie suivante :
- Un système hyperstatique est dit symétrique s’il vérifie les critères suivants :
o La symétrie géométrique,
o La symétrie des liaisons,
o La symétrie des charges.
- Un système hyperstatique est dit antisymétrique s’il vérifie les critères suivants :
o La symétrie géométrique,
o La symétrie des liaisons,
o L’antisymétrie des charges.
(a) (b) (c)
M M
P P P
M M
P
Figure17
Chapitre5 Systèmes hyperstatiques
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 94 RDM2
5.3.2- Propriétés :
De la même façon que pour les actions extérieures, on peut définir des efforts internes
symétriques et des efforts internes antisymétriques. On peut les classer de la manière
suivante :
- les efforts symétriques : effort normal et moments de flexion,
- les efforts antisymétriques : efforts tranchants et moment de torsion.
Propriétés concernant le produit de Véréchaguine :
- charges symétriques : diagrammes des moments fléchissant symétriques,
- charges antisymétriques : diagrammes des moments fléchissant antisymétriques,
- le produit de deux diagrammes des moments fléchissant, l’un symétrique et
l’autre antisymétrique est nul.
Propriéte1 :
- Si une structure symétrique est chargée symétriquement, les efforts internes
antisymétriques agissant sur la section se trouvant sur l’axe de symétrie sont
nuls.(Qy=Qz=Mt=0).
Preuve :
Soit la structure de la figure18 représentant une structure plane symétrique chargée
symétriquement. Le système de base est obtenu en pratiquant une coupure au niveau de
la section de l’axe de symétrie. Cette coupure représente la suppression de trois liaisons
internes. L’ensemble des deux parties résultant de la coupure est le système de base.
P P
X3
X1 X2
P P
X3
X2
X1
Système isostatique équivalent
Figure18
Chapitre5 Systèmes hyperstatiques
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 95 RDM2
Diagrammes des moments fléchissant :
0XXX
0XXX
0XXX
p3333232131
p2323222121
p1313212111
D’après les règles de multiplication de
Véréchaguine, que nous avons plus haut, les
coefficients suivant sont nuls :
δ13= δ31= δ23=δ32= Δ3p=0
Le système d’équations canoniques se simplifie comme suit :
0X
0XX
0XX
333
p2222121
p1212111
X3=0 (Effort antisymétrique)
Propriéte2 :
- Si une structure symétrique est chargée antisymétriquement, les efforts internes
symétriques agissant sur la section se trouvant sur l’axe de symétrie sont
nuls.(My=Mz=Nx=0).
Preuve :
Dans ce cas seul le diagramme des moments qui
change et devient antisymétrique.
Pour ce cas les termes suivants des équations
canoniques :
δ13= δ31= δ23=δ32= Δ1p= Δ2p=0
X1=1 X3=1
M3 M2
X2=1
M1
P P
Mp
Figure19
P P
Mp
Chapitre5 Systèmes hyperstatiques
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 96 RDM2
Les équations canoniques se simplifient comme suit :
0
0
0
3333
222121
212111
pX
XX
XX
On peut déduire que les efforts symétriques sont nuls i.e. : X1=X2=0 et 33
3
3
pX
5.4 Poutres continues : Équation des trois moments.
5.3.1 Définition :
On appelle poutre continue une poutre hyperstatique à rigidité constante
reposant sur plus de deux appuis. Le nombre des liaisons surabondantes est égale u
nombre des appuis intermédiaires.
3.2 Équation des trois moments
Si le système de base est obtenu en supprimant les appuis intermédiaires
(liaisons externes) et les inconnues surabondantes leurs réactions, on aboutira à un
calcul assez fastidieux. Ceci nous conduira à choisir un système de base construit en
éliminant des liaisons internes. Les liaisons triples au dessus des appuis intermédiaires
seront remplacées par des articulations (liaison double). Les inconnues surabondantes
sont des moments fléchissant. Le système équivalent pendra la configuration suivante :
La condition de déformation se traduit par le fait que la rotation relative des
sections adjacentes au dessus de l’appui doit être égale à zéro. D’est une condition de
continuité de la poutre.
Δn = Δngauche + Δn
droite = 0 (1)
l1 l2 l3 l4
X1 1 X1 X2 2 X2 X3 3 X3 0 4
M P
Chapitre5 Systèmes hyperstatiques
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 97 RDM2
Système
équivalent.
a)
b)
c)
d)
La condition de
déformation (1) s’écrit :
0MMM np1n1nnnnn1n1nnn (2)
Mp
n
Δng Δnd
ln ln+1
Xn-1 = Mn-1
X1
(n+
1)
Xn= Mn Xn= Mn Xn+1 =Mn+1
X1
(n
)
(n-
1)
nl
1
Mn-1=1
1
nl
1
Mn+1=1
1
1nl
1
1nl
1
nl
1
1nl
1
1
Mn=1 Mn=1
Mn-1
Mn
Mn+1
Gn Gn+1
Ωn+1 Ωn
bn+1 an+1 an bn
Chapitre5 Systèmes hyperstatiques
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 98 RDM2
EI6
ldx
EI
MM n
l
0
1nn
1nn
n
EI3
lldx
EI
MMdx
EI
MM 1nn
l
0
nnl
0
nn
1nn
1nn
EI6
ldx
EI
MM 1n
l
0
1nn
1nn
n
1n
1n1n
n
nn
l
0
pnl
0
pn
pnl
b
l
a
EI
1dx
EI
MMdx
EI
MM 1nn
En remplaçant chaque terme de l’équation (2) par son expression, nous obtenons
l’équation suivante :
0l
b
l
a6MlM)ll(2Ml
1n
1n1n
n
nn1nnn1nn1nn
Cette équation s’appelle l’équation des trois moments.
3.2 Tracé du diagramme des moments fléchissant et des efforts tranchants :
Après avoir calculé les moments aux appuis on peut tracer le diagramme des
moments fléchissant. Cette opération peut être réalisée de deux manières différentes :
En considérant le diagramme comme la somme du diagramme Mp et ce lui des
moments aux appuis.
Ou en décomposant la poutre continue en un ensemble de poutres simples
constituées par les travées de la poutre initiale chargées par les charges extérieures et les
moments aux appuis. Avec cette méthode on peut également tracer le diagramme des
efforts tranchants.
Chapitre5 Systèmes hyperstatiques
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 99 RDM2
Applications
Chapitre5 Systèmes hyperstatiques
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 100 RDM2
Chapitre5 Systèmes hyperstatiques
M.Hadj Miloud ; UHB Chlef Page 101 RDM2
BIBLIOGRAPHIE
[1] Anissimov A.,., SOLLICITATIONS COMPOSEES, O.P.U 04-1987.
[2] Gere J. M. and S. P. Timoshenko, MECHANICS OF MATERIALS, 7ème édition,
Brooks/Cole Engineering 2009.
[3] Mirolioubov I. et al., RESISTANCE DES MATERIAUX manuel de résolution de
problèmes, 4eme édition 1977, Edition MIR Moscou.BIBLIOGRAPHIE
[4] Pissarenko G., Yakovlev A., Matvéev v., AIDE MEMOIRE DE RESISTANCE DES
MATERIAUX, Editions de Moscou 1979.
[5] N. Bourahla, RESISTANCE DES MATERIAUX DE BASE, GECOTEC, 2013.
[6] A.Nash, PROBLEMES DE RESISTANCE DES MATERIAUX, série SCHAUM, 1977.