Soutenance mémoire
CARACTÉRISATION DES ÉLÉMENTS DE LA STRUCTURE DE BÉTON ARMÉ
Sismicité du Québec
Au Québec, les trois zones d’activité sismique sont l’ouest du Québec, Charlevoix et le Bas- Saint-Laurent (Voir figure 1.3). Au cours du siècle dernier, quelque vingt séismes ont causé des dégâts importants au pays (RNC, 2008.b). On sait que la majorité (97 %) des tremblements de terre dans le monde sont dus à l’interaction d’au moins deux plaques tectoniques qui forment la croûte terrestre (RNC, 2008.b). Cependant, l’est du Canada est situé à l’intérieur d’une plaque et l’on s’explique mal le fait qu’il y ait eu, au fil des siècles, plusieurs épisodes telluriques de magnitude supérieure à 6 sur l’échelle de Richter. Une des hypothèses de la cause de ces séismes est la réactivation de failles vieilles de 250 à 800 millions d’années dans la plaque tectonique nord-américaine. Les descriptions qui suivent proviennent de Filiatrault (1996).
Dans l’ouest du Québec, la sismicité se distribue selon deux bandes, soit la Vallée de l’Outaouais et la région comprise entre Montréal et le Parc de Lavérendrye. Trois grandes villes font partie de cette zone : Montréal, Cornwall et Ottawa – Gatineau. Le plus fort tremblement de terre qui a été enregistré dans ce secteur a eu lieu en 1935, à Témiscamingue (magnitude du moment sismique Mw 6,2), alors que le plus récent a eu lieu le 23 juin 2010, d’une magnitude Mw de 5,0. La cause de ces secousses est la présence de failles le long de la rivière des Outaouais, en plus de fissurations thermiques à l’intérieur des terres. Pour ce qui est du Bas-Saint-Laurent, les séismes sont concentrés en bordure du fleuve. Enfin, Charlevoix est la zone la plus active des trois. Il s’y trouve un réseau de failles, dont l’origine pourrait être une météorite tombée il y a 350 millions d’années.
Le tremblement de terre du Saguenay en 1988 (Mw = 5,9) a créé la surprise puisque cette région n’était pas identifiée comme une zone sismiquement active. Cet épisode aurait été causé par une faille d’effondrement (dip-slip faulting) selon Somerville et al. (1990). Peu importe l’origine des séismes québécois, la probabilité qu’il s’en reproduise d’autres de forte magnitude, dans un avenir plus ou moins rapproché est réelle. Analysons maintenant quels sont les dommages qu’ont subis les structures de la typologie étudiée lors d’évènements passés, un peu partout sur le globe terrestre.
Dommages observés lors de missions de reconnaissance
Les dommages subis lors de tremblements de terre récents à travers le monde sont bien documentés par les comptes rendus de visites de reconnaissance de divers groupes d’experts en génie sismique (Bruneau, 1991 ; Paultre et al., 1993 ; Saatcioglu et Bruneau, 1993 ; Bruneau et Yoshimura, 1996 ; Karantoni et Bouckovalas, 1997 ; Badoux et al., 2000 ; Saatcioglu et al., 2001 ; Bruneau, 2002 ; Mansouri et al., 2002 ; Su et al., 2002). Voici quelques exemples de dégâts relatifs aux structures de béton armé et remplissage de maçonnerie, tirés d’un rapport publié à la suite du séisme de 1993 à Pyrgos, en Grèce. La magnitude des ondes de surface de ce séisme, MS, a été estimée à 5,5. La description provient de Karantoni et Bouckovalas (1997, p. 144) : « […] the damage of reinforced concrete frames was very light in contrast to the damage of the infill masonry, which was heavy. In fact, only 22 buildings with 2-7 storeys developed cracks of significant width in the reinforced concrete frame. […] [Buildings] located at ‘Lapato’ developed much more serious damage, such as disintegration of the concrete of first storey columns. […]
The most common damage of the infills was diagonal cracking due to the in plane seismic action. Cracks of variable width were often extended not only to the mortar joints but to the hollow bricks as well. In addition, horizontal and vertical cracks were observed at the contact between brick masonry walls and reinforced concrete beams and columns. […] Such cracks have small width […]. » Plus près de nous, des dommages ont été causés lors du séisme du Saguenay de 1988 à un établissement de soins de Québec (Tinawi et al., 1990). La structure de sept étages du pavillon Notre-Dame de l’hôpital St-François d’Assise, érigée en 1958, est composée de cadres en acier, et non en béton armé, mais la maçonnerie de briques est semblable à celle étudiée ici (Voir figure 1.4.a). Les deux murs extérieurs orientés selon la direction faible ont subi des fissurations diagonales majeures, au premier niveau, illustrant la rupture en cisaillement du bout de mur de maçonnerie entre les deux fenêtres (Voir figure 1.4.b).
Théories de comportement : diverses écoles de pensées
Cette section présente un aperçu du travail que les chercheurs ont effectué par le passé sur les ossatures de béton armé avec murs de remplissage de brique. D’abord, notons une évidence : le comportement sismique des structures composites BMR mérite encore l’attention de la communauté scientifique puisque plusieurs parties du sujet demeurent sujet de controverse. Comme décrites dans Les Techniques de l’Ingénieur (Betbeder-Matibet et Doury, 1997), les interactions entre les éléments structuraux et non structuraux (selon plusieurs, la maçonnerie de remplissage est non structurale) constituent un des problèmes les plus complexes en génie parasismique puisqu’on ne peut déterminer a priori les simplifications qui ajoutent à la sécurité de l’ouvrage. Par exemple, Bachmann (2000) affirme que c’est une « combinaison extrêmement défavorable de deux méthodes de construction très différentes : les cadres sont souples et plus ou moins ductiles, la maçonnerie est rigide et en même temps fragile ».
Combescure et Pegon (2000) avancent que le mode de rupture préconisé par la philosophie de dimensionnement en capacité (capacity design), consistant en des poutres faibles et des colonnes fortes, n’est pas assuré en présence de panneaux de remplissage forts. De plus, selon la SEAOC (2003), il n’est pas sécuritaire d’ignorer la contribution des murs de maçonnerie à la rigidité structurale, puisqu’ils peuvent causer la formation d’étages faibles ou une réponse importante en tension, par exemple. Une étude de Liberatore et al. (2004) conclut que l’effet des murs de remplissage sur la performance sismique est bénéfique, puisque ces panneaux conservent leur résistance sous les charges cycliques. Cela est d’ailleurs confirmé par des observations et des essais qui démontrent que le confinement fourni par les cadres aux murs de remplissage est habituellement suffisant pour assurer un bon comportement des panneaux. Cette étude démontre cependant que la présence d’un niveau non rigide est fortement nuisible pour les cadres conçus seulement pour les charges gravitaires.
Une étude réalisée en Europe (Kalman et Sigmund, 2010) prévoit des vulnérabilités sévères dues aux remplissages dans les ossatures de béton, sauf exception. Selon eux, la mise en place de remplissages ne doit pas handicaper la performance, c’est-à-dire qu’elle ne doit pas trop augmenter la force latérale et ne pas trop diminuer la capacité de déformation. L’inversion des étapes de construction des structures BMR (murs avant l’ossature, appelé confined infilled frames) permet d’améliorer grandement le comportement sismique de cadres avec murs de remplissage par rapport à celui d’ossatures vides. L’ajout de connecteurs de cisaillement qui lient la maçonnerie aux poutres et colonnes constitue une autre méthode améliorant le comportement (Achyutha et al., 1986). Cependant, ces façons de construire ne sont pas très répandues en Amérique du Nord pour les structures récentes. On trouve les confined infilled frames surtout en Amérique du Sud. Pour les bâtiments construits avant les années 1960, les murs de remplissage étaient toujours construits après les cadres, sans connecteurs. Enfin, Fardis (2006 ; dans Apostolska et al., 2010) rapporte que les effets des remplissages peuvent être très différents selon la capacité du système des cadres de béton. Il mentionne que l’action des remplissages est positive lorsque l’ossature vide a une faible résistance sismique. Une action négative serait induite lorsque, par exemple, la contribution des remplissages à la rigidité et à la résistance latérale serait grande par rapport à la contribution du cadre. Cela mènerait à la diffusion de déformations plastiques dans la structure.
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Table des matières
INTRODUCTION
PARTIE 1 COLLECTE D’INFORMATIONS SUR LES STRUCTURES BMR CONSTRUITES AVANT 1960, PRINCIPALEMENT AU QUÉBEC
CHAPITRE 1 CADRES DE BÉTON ARMÉ AVEC MURS DE REMPLISSAGE DE MAÇONNERIE NON ARMÉE ET SÉISMES
1.1 Abondance de la typologie structurale
1.2 Sismicité du Québec
1.3 Dommages observés lors de missions de reconnaissance
1.4 Théories de comportement : diverses écoles de pensées
1.5 Identification des déficiences connues pour la typologie étudiée
1.6 Mécanismes de rupture associés aux éléments de béton
1.7 Mécanismes de rupture associés aux murs de remplissage
1.8 Les diverses méthodes de modélisation du remplissage
1.9 Les moyens de représenter la non linéarité du comportement
1.10 Synthèse de la recension des écrits et prochaines étapes
CHAPITRE 2 CARACTÉRISATION DES ÉLÉMENTS DE LA STRUCTURE DE BÉTON ARMÉ
2.1 Exemples de bâtiments en béton armé avec murs de remplissage
2.2 Propriétés mécaniques du béton
2.3 Propriétés mécaniques de l’acier d’armature
2.4 Configuration de l’armature
2.5 Synthèse
CHAPITRE 3 CARACTÉRISATION DE LA MAÇONNERIE
3.1 Construction typique des murs de remplissage
3.2 Édifice André-Laurendeau / Hôtel du Gouvernement
3.3 Propriétés requises pour les analyses structurales
3.4 Mortier
3.5 Propriétés recueillies
3.6 Propriétés de la maçonnerie de briques retenues pour les analyses
3.7 Propriétés de la maçonnerie de terre cuite retenues pour les analyses
3.8 Synthèse
PARTIE 2 ÉTUDES PARAMÉTRIQUES ET MODÈLES D’ANALYSES
CHAPITRE 4 ANALYSES PARAMÉTRIQUES STATIQUES LINÉAIRES
4.1 Propriétés des modèles
4.2 Calculs préparatoires – phase 1
4.3 Plan d’analyses – phase 1
4.4 Options retenues pour la création des modèles – phase 1
4.5 Réponses en rigidité et en déplacements interétages obtenues – phase 1
4.6 Analyse statistique des réponses – phase 1
4.7 Observations issues des analyses – phase 1
4.8 Calculs préparatoires – phase 2
4.9 Plan d’analyses – phase 2
4.10 Réponses obtenues en rigidité et déplacement interétage – phase 2
4.11 Analyse statistique des réponses – phase 2
4.12 Observations issues des analyses – phase 2
4.13 Vérification supplémentaire : influence du nombre de baies
4.14 Synthèse
CHAPITRE 5 ANALYSES PARAMÉTRIQUES MODALES
5.1 Plan d’analyses modales
5.2 Propriétés des modèles
5.3 Résultats des analyses modales : résultats généraux
5.4 Résultats des analyses modales : modes propres
5.5 Étude statistique des résultats d’analyses modales (modèles bielles)
5.6 Considérations concernant la modélisation des coques
5.7 Résultats comparatifs : modèles avec coques versus bielles
5.8 Synthèse
CHAPITRE 6 DÉVELOPPEMENT DU MODÈLE DE BIELLE ET SA VALIDATION
6.1 Justification de l’analyse pushover
6.2 Paramètres géométriques de la modélisation des bielles
6.3 Définition des rotules plastiques
6.4 Autres paramètres de modélisation
6.5 Procédure de validation
6.6 Synthèse
CHAPITRE 7 ANALYSES PARAMÉTRIQUES STATIQUES NON LINÉAIRES
7.1 Paramètres
7.2 Plan d’analyses
7.3 Résultats d’analyses
7.4 Observations concernant la ductilité et le nombre de rotules plastifiées par modèle
7.5 Observations détaillées issues des analyses pushover
7.6 Interprétation
PARTIE 3 INTERPRÉTATION DES RÉSULTATS
CHAPITRE 8 DISCUSSION DES RÉSULTATS
8.1 Recension des écrits
8.2 Caractérisation des matériaux des structures BMR
8.3 Analyses paramétriques statiques linéaires
8.4 Analyses paramétriques modales
8.5 Modèle de bielle
8.6 Analyses non linéaires statiques (pushover)
8.7 Résumé
CONCLUSION
RECOMMANDATIONS
ANNEXE I PROPRIÉTÉS DE LA MAÇONNERIE / LITTÉRATURE
ANNEXE II CALCUL DU POIDS SISMIQUE DES MODÈLES
ANNEXE III CALCUL DE LA LARGEUR DE BIELLE SELON LE DOCUMENT FEMA 356
ANNEXE IV RÉSULTATS DES ANALYSES PARAMÉTRIQUES STATIQUES LINÉAIRES
ANNEXE V ESSAI AVEC CHARGE RÉPARTIE APPLIQUÉE AU HAUT DES MURS
ANNEXE VI PLAN D’ANALYSES POUR LES 30 ANALYSES MODALES
ANNEXE VII ANALYSES PARAMÉTRIQUES MODALES : MODES PROPRES DES 30 MODÈLES AVEC BIELLES
ANNEXE VIII PLAN D’ANALYSES POUR LES 20 ANALYSES PUSHOVER
ANNEXE IX RÉSULTATS DÉTAILLÉS DES ANALYSES PUSHOVER
ANNEXE X : RÉSULTATS D’ANALYSES PUSHOVER : INTERPRÉTATION DÉTAILLÉE PAR GROUPES DE MODÈLES (COMPARAISONS A À K
ANNEXE XI : RÉSULTATS D’ANALYSES PUSHOVER : INTERPRÉTATION RÉSUMÉE PAR GROUPES DE MODÈLES (COMPARAISONS A À K
ANNEXE XII BIELLE DOUBLE
XIV
ANNEXE XIII DOMMAGES AUX BMR OBSERVÉS LORS DE SÉISMES PASSÉS
BIBLIOGRAPHIE
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