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Aléas sismiques, codes du bâtiment et opinions d’atténuation des risques

pour les immeubles canadiens

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Remerciements Cette publication a été préparée pour : Bureau de la protection des infrastructures essentielles et de la protection civile Immeuble Jackson, 2e étage 122, rue Bank Ottawa, ON K1A 0W6 Tél : (613) 944-4875Sans frais : 1-800-830-3118 Téléc : (613) 998-9589 Email : communications@bpiepc-ocipep.gc.ca Internet : www.bpiepc-ocipep.gc.ca Auteurs : Simon Foo Nove Naumoski Murat Saatcioglu Département de génie civil Université d’Ottawa Ottawa (Ontario), Canada Ce document repose sur les travaux ayant reçu le soutien de la Direction de la recherche et du développement (DRD) au Bureau de la protection des infrastructures essentielles et de la protection civile (BPIEPC), anciennement Protection civile Canada, en vertu du numéro de référence contrat 2000D020. Les opinions, constatations, conclusions ou recommandations exprimées dans ce document sont celles des auteurs et ne reflètent pas nécessairement les points de vue du Bureau de la protection des infrastructures essentielles et de la protection civile. 2001 Ministre des Travaux publics et Services gouvernementaux No du catalogue : D82-73/2002F-IN ISBN: 0-662-87698-9

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Résumé Les tremblements de terre les plus récents à survenir dans le monde ont causé la mort de dizaines de milliers de personnes et des dommages matériels évalués à des milliards de dollars. Le 28 février 2001, la secousse tellurique survenue près de Seattle a fait trembler des immeubles occupés à Vancouver, rappelant aux habitants de la région du Pacifique qu’ils vivent dans la zone sismique la plus active du Canada. Toutefois, des tremblements dont l’amplitude va de modérée à élevée risquent aussi de se produire dans d’autres régions canadiennes comme en bordure du Saint-Laurent et à la frontière entre l’Ontario et le Québec. À titre d’exemple, le tremblement de terre qui a secoué la région du Saguenay, au Québec, en 1988, a été le plus important à se produire dans l’Est de l’Amérique du Nord depuis 50 ans. La présente analyse se compose de trois études qui portent sur le milieu bâti et les parties des codes du bâtiment qui, au Canada, traitent des aléas sismiques, en particulier le Code national du bâtiment du Canada de 1995 (CNBC). Les tremblements de terre récents ont soulevé des inquiétudes quant aux dommages considérables que des secousses sismiques pourraient causer aux vieux immeubles. Il pourrait en résulter de nombreuses pertes de vie qui seraient source d’importantes pertes économiques et d’indicibles souffrances humaines. Les immeubles récents conçus et construits d’après des normes plus rigoureuses devraient mieux résister aux secousses sismiques. En vue de fournir aux responsables de la protection contre les séismes des données à jour sur la résistance des immeubles aux tremblements de terre et les mesures permettant d’accroître cette résistance, trois questions ont été examinées dans le cadre de l’analyse, à savoir :

• la mesure dans laquelle les immeubles existants s’écartent des normes de résistance aux séismes prévues dans les codes et les règlements canadiens;

• les nouvelles technologies de rénovation des immeubles visant à accroître leur résistance aux tremblements de terre;

• les méthodes d’évaluation actuelles de la résistance des immeubles aux tremblements de terre.

La partie A de l’analyse porte sur la mesure dans laquelle les immeubles existants s’écartent des normes établies pour la résistance aux séismes; elle fait ressortir le fait que les exigences des codes et des règlements en vigueur pour la protection des immeubles existants sont moins rigoureuses que celles qui s’appliquent aux nouveaux immeubles. Le rapport conclut que pour mieux préparer les collectivités à composer avec des tremblements de terre et leur permettre de faire face plus adéquatement à un tremblement de terre éventuel, il est nécessaire d’adopter des codes et des règlements anticipant les problèmes risquant de se produire au lieu de simplement y réagir, mesure susceptible d’améliorer la résistance des immeubles canadiens existants aux séismes. La partie B propose un « examen des technologies » permettant d’améliorer la résistance des immeubles aux tremblements de terre et fait le point sur les recherches en cours dans ce domaine. La rénovation des immeubles en vue d’accroître leur résistance aux secousses sismiques constitue une activité relativement nouvelle pour les ingénieurs en structures et elle

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exige une compréhension des aspects techniques, économiques et sociaux de la question. Pour les ingénieurs, le défi que pose la recherche de solutions acceptables du point de vue technique, économique et social, consiste à être bien renseignés sur les dernières techniques et innovations dans le domaine de la construction. Les techniques de solidification classiques reposent sur l’ajout de murs, d’entretoises, de cadres et de fondations ou sur le renforcement des éléments existants. Le recours à ces techniques exige souvent d’importants et longs travaux de démolition et de reconstruction et nécessite l’évacuation des locaux par leurs occupants avec toutes les dépenses directes et indirectes qui en découlent. Ces coûts indirects, les conséquences environnementales du recours à de telles techniques et les inconvénients qui en résultent pour les occupants des immeubles dissuadent souvent les propriétaires et les fiduciaires des immeubles d’entreprendre des travaux visant à rendre ces immeubles plus résistants aux tremblements de terre. La partie C examine les « méthodes d’évaluation de la résistance des immeubles aux tremblements de terre » et se fonde sur un document du CNBC datant de 1993. L’étude analyse les liens qui existent entre ce document et les divers codes du bâtiment que l’on trouve au Canada. Cette analyse à trois volets résume les récentes initiatives et technologies mises de l’avant pour atténuer les dommages que peuvent causer les tremblements de terre aux immeubles. Les matériaux, les systèmes et les techniques anti-sismiques de pointe ont été étudiés à fond, mais ont été mis à l’essai dans un nombre restreint de projets de rénovation. L’écart actuel entre les recherches et l’utilisation qui est faite des résultats qu’elles ont permis d’obtenir est surtout attribuable au fait que tant les chercheurs que les ingénieurs manquent de bases de données modernes auxquelles se reporter. Il s’ensuit qu’on n’a pas encore exploité à fond les possibilités qu’offrent les technologies innovatrices, lesquelles peuvent constituer des solutions techniquement, économiquement et socialement acceptables au problème que pose l’amélioration de la résistance des immeubles aux tremblements de terre. Ce rapport est une première tentative en vue d’offrir aux responsables canadiens de la protection contre les séismes une base de données de pointe sur les options qui s’offrent à cet égard.

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Table of Contents

Remerciements .......................................................................................................... ii

Résumé ...................................................................................................................... iii

1.0 Partie A – Écarts entre les codes et règlements canadiens régissant les normes en cas de séismes visant les immeubles existants ...................... 1

1.1 Contexte ......................................................................................................... 1 1.2 Codes et règlements visant les nouveaux bâtiments ...................................... 1 1.3 Codes et règlements visant les bâtiments existants........................................ 2

1.3.1 NBCC 1995........................................................................................... 3 1.3.2 Québec .................................................................................................. 3 1.3.3 Ontario .................................................................................................. 4 1.3.4 Colombie-Britannique........................................................................... 4 1.3.5 Ville de Vancouver ............................................................................... 5 1.3.6 Gouvernement fédéral........................................................................... 6

1.4 Résumé de la Partie A.................................................................................... 7

2.0 Partie B – Technologies d’amélioration de la résistance aux séismes des bâtiments : une étude ............................................................................... 8

2.1 Introduction.................................................................................................... 8 2.2 Amélioration de la résistance des éléments structuraux porteurs à

l’aide de materiaux composites renforcés de fibres....................................... 9 2.2.1 Techniques de renforcement ............................................................... 12 2.2.2 Poteaux................................................................................................ 12 2.2.3 Poutres................................................................................................. 17 2.2.4 Assemblages poutre-poteau ................................................................ 21 2.2.5 Murs de contreventement.................................................................... 24 2.2.6 Résumé................................................................................................ 28

2.3 Amélioration des elements structuraux à làide de chemises en acier .......... 28 2.3.1 Technique d’amélioration ................................................................... 28 2.3.2 Poteaux................................................................................................ 30 2.3.3 Assemblages poutre-poteau ................................................................ 36 2.3.4 Résumé................................................................................................ 41

2.4 Amélioration des poteaux en béton armé par précontraire transversale ...... 41 2.4.1 Technique d'amélioration.................................................................... 41 2.4.2 Poteaux................................................................................................ 44 2.4.3 Résumé................................................................................................ 51

2.5 Amélioration de la structure des bâtiments à l’aide de dispositifs amortisseurs ................................................................................................. 51

2.5.1 Technique d'amélioration.................................................................... 51 2.5.2 Amortisseurs à friction........................................................................ 51 2.5.3 Amortisseurs visqueux........................................................................ 54 2.5.4 Résumé................................................................................................ 56

2.6 Amélioration de la structure des bâtiments à l’aide de dispositifs d’isolation à la base...................................................................................... 57

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2.6.1 Technique d'amélioration.................................................................... 57 2.6.2 Coussinets en caoutchouc à laminés d’acier....................................... 59 2.6.3 Coussinets en caoutchouc à amortissement élevé............................... 59 2.6.4 Paliers lisses ........................................................................................ 60 2.6.5 Résumé................................................................................................ 61

2.7 Amélioration de la structure des bâtiments à l’aide d’un mur de contreventement en tôle d’acier ................................................................... 62

2.7.1 Technique d'amélioration.................................................................... 62 2.7.2 Résumé................................................................................................ 63

2.8 Résumé......................................................................................................... 63

3.0 Partie C – Manuel de séléction en vue d’une évaluation sismique........... 64 3.1 Contexte ....................................................................................................... 64 3.2 Paramétres de sélection................................................................................ 68

3.2.1 Sismicité.............................................................................................. 68 3.2.2 Conditions du sol ................................................................................ 69 3.2.3 Type de structure................................................................................. 69 3.2.4 Irrégularités de la structure du bâtiment ............................................. 70 3.2.5 Priorité du bâtiment............................................................................. 72 3.2.6 Dangers non structuraux ..................................................................... 73 3.2.7 Indice de priorité sismique.................................................................. 73

3.3 Effets des changements entre le CNBC 1990 et CNBC 1995 sur les paramétres de sélection ................................................................................ 74

3.4 Effets des normes en cas de sèismes proposées (pour le CNBC-2003) sur les paramétres de sélection..................................................................... 76

3.5 Résumé et conclusions................................................................................. 78

Annexe A – Bibliographie .................................................................................... A-1

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1.0 Partie A – Écarts entre les codes et règlements canadiens régissant les normes en cas de séismes visant les immeubles existants

1.1 Contexte Les normes du code du bâtiment concernant la conception sismique sont devenues plus rigoureuses au cours des trente dernières années. Le cisaillement minimal en cas de séisme, spécifié dans le Code national du bâtiment du Canada pour les bâtiments se trouvant dans des régions de sismicité élevée, a augmenté de 100 p. 100 depuis le début des années 70. Des méthodes et des normes de conception améliorées devraient ramener les dommages subis par les bâtiments les plus récents lors de tremblements de terre allant de modérés à forts à des niveaux acceptables. Toutefois, d’anciens bâtiments conçus pour répondre aux anciens codes et dont on sait qu’ils n’assurent pas une sécurité suffisante risquent de subir de graves dégâts, sinon de s’effondrer totalement lors de secousses sismiques fortes. Les récents tremblements de terre à Northridge, en Californie (1994), à Kobe, au Japon (1995), en Turquie (1999) et à JiJi, à Taïwan, (1999) ont démontré qu’un tremblement de terre n’a pas nécessairement besoin d’être de très forte magnitude pour causer des dégâts considérables, surtout lorsque des bâtiments très anciens sont touchés. Les tremblements de terre passés ont aussi démontré que, dans bien des cas, ces anciens bâtiments auraient résisté aux tremblements de terre passés si l’on avait procédé à des travaux de renforcement suffisants. On croit que le nombre de bâtiments antérieurs aux années 80 est beaucoup plus important que le nombre de nouveaux bâtiments conçus et construits conformément aux codes les plus récents. Même si des progrès importants ont été réalisés dans l’élaboration des nouveaux codes destinés aux nouveaux bâtiments, il semble que l’on n’ait déployé que peu d’efforts pour les anciens bâtiments existants et potentiellement vulnérables. On dit que les «catastrophes ne se produisent pas dans les collectivités bien préparées».Évaluer les codes et les règlements régissant les normes en cas de séismes visant les bâtiments existants peut aider à déterminer si une collectivité est bien préparée. Ce rapport résume les écarts entre les normes en cas de séismes visant les bâtiments existants en ce qui a trait aux codes et aux règlements applicables au Canada. 1.2 Codes et règlements visant les nouveaux bâtiments En vertu de la Loi constitutionnelle, la réglementation des bâtiments au Canada relève des gouvernements provinciaux et territoriaux. Les codes du bâtiment et de prévention des incendies élaborés et émis par les provinces et les territoires sont principalement basés sur le Code national du bâtiment du Canada (CNBC 1995) [Conseil national de recherches du Canada, 1995] et le Code national de prévention des incendies du Canada [Conseil national de recherches du Canada, 1995]. En vertu de la Loi sur les municipalités, l’autorité d’appliquer les règlements est dévolue aux municipalités, qui nomment un agent en chef des bâtiments pour administrer le code du bâtiment ainsi qu’un chef des pompiers pour administrer le code de prévention des incendies. Le tableau 1 précise l’état d’adoption de l’actuel CNBC 1995 par les provinces et les territoires. En général, les normes en cas de séismes des nouveaux bâtiments au Canada sont plutôt uniformes, selon ce qui est défini à la sous-section 4.1.9 du CNBC 1995.

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Tableau 1 Adoption du Code national du bâtiment du Canada de 1995 (CNBC, 1995).

Gouvernement Adoption du CNBC 1995

Terre-Neuve Oui Adopté par les grandes villes. Aucun code provincial du bâtiment.

Nouvelle-Écosse Oui Adopté en avril 1997 avec de légères modifications. Nouveau-Brunswick Oui Adopté en mai 1998.

Île-du-Prince-Édouard Oui Adopté par deux grandes villes, mais pas par la province.

Québec Oui Adopté en septembre 2000.

Ontario Oui Adopté en avril 1998, avec des modifications importantes. La Partie 11 de l’OBC porte sur les travaux de rénovation.

Manitoba Oui Le commissaire des incendies administre les codes du bâtiment et de prévention des incendies.

Saskatchewan Oui Adopté en juillet 1998.

Alberta Oui Le CNRC publie l’ABC et l’AFC. Le CNBC 1995 est adopté en juin 1998.

Colombie-Britannique Oui Le Code de la C.-B. est basé sur le CNBC 1995.

Territoire du Yukon Oui

Codes adoptés sans modifications par une ordonnance du commissaire conformément à la Fire Prevention Ordinance. La référence est le CNBC de 1985 et le CNPI, modifié de temps à autre.

Territoires du Nord-Ouest Oui

Adopté en mars 1997. Le bureau du prévôt des incendies administre les codes du bâtiment et de prévention des incendies.

Territoire du Nunavut Oui Adopté en avril 1999.

Gouvernement fédéral

Oui Le Règlement canadien sur la sécurité et la santé au travail fait référence au CNBC 1995 et au CPIC, conformément au Code canadien du travail.

1.3 Codes et règlements visant les bâtiments existants La plupart des provinces et des territoires ont adopté le CNBC 1995 avec peu ou pas d’écarts, comme l’illustre le tableau 1. Certaines provinces, l’Ontario et la Colombie-Britannique notamment, publient leurs propres codes provinciaux. Vancouver et Montréal sont les deux seules municipalités qui ont leur propre charte pour promulguer des règlements sur la construction. En vertu de sa charte, la ville de Vancouver a donné les grandes lignes des normes de protection des bâtiments existants en cas de séismes. Les écarts entre les normes en cas de séismes visant les bâtiments existants sont discutées ci-dessous, en ce qui a trait aux codes et règlements applicables au Canada.

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1.3.1 NBCC 1995 Même si le CNBC 1995 est un code du bâtiment type pour les nouveaux bâtiments, ses normes ne sont pas rétroactives. Autrement dit, les normes en cas de séismes du CNBC 1995 ne sont habituellement pas applicables à un bâtiment existant, à moins que le bâtiment ne subisse des modifications importantes, comme des changements dans son usage ou des réfections structurales qui ont un effet sur la performance sismique. Bien que le commentaire K du CNBC 1995 (qui, légalement, ne fait pas partie du Code) traite des préoccupations de l’évaluation structurale d’un bâtiment existant et des améliorations qu’on lui apporte pour atteindre un niveau de performance conforme à l’intention du Code, il ne spécifie pas les circonstances qui nécessiteraient l’évaluation structurale d’un bâtiment existant. Selon le commentaire K du CNBC 1995 :

• la Partie 4 (incluant les normes en cas de séismes) est rédigée principalement pour la conception de nouveaux bâtiments ou de nouveaux rajouts, et non pour l’évaluation et les améliorations des bâtiments existants;

• les bâtiments conçus et construits conformément aux codes antérieurs peuvent être

considérés acceptables pourvu que : a) le bâtiment ou son usage ne soit pas modifié de manière à affecter son comportement structural ou accroître la charge de la structure, b) la norme ou le code antérieur réponde essentiellement aux exigences concernant la sécurité des personnes de la norme ou du code actuel. Dans le cas des normes en cas de séismes, le bâtiment ou les composantes conçus et bâtis conformément aux CNBC 1970 peuvent être considérés comme répondant à l’intention portant sur la sécurité des personnes de la norme actuelle.

Le commentaire K du CNBC 1995 recommande aussi de suivre les «Lignes directrices pour l’évaluation sismique des bâtiments existants» du Conseil national de recherches du Canada [Conseil national des recherches du Canada, 1992] s’il était nécessaire d’évaluer la performance sismique d’un bâtiment existant. Le commentaire K et les lignes directrices du CNRC suggèrent d’utiliser un facteur de charge réduit de 0,6 comme critère de déclenchement de travaux d’amélioration de la résistance aux séismes. Si un bâtiment existant ne possède la capacité de résister à 60 p. 100 de la charge sismique, selon ce que spécifie le CNBC 1995, il faudrait alors améliorer la structure du bâtiment, de préférence à 100 p. 100 de la valeur du CNBC 1995. 1.3.2 Québec Les charges sismiques spécifiées à l’article 10.4.1.3 de la Gazette officielle du Québec [Québec, 2000], ainsi que dans la sous-section 4.1.9 de la Partie 4 du CNBC 1995, ne s’appliquent pas aux bâtiments existants en rénovation, lorsque :

• la rénovation n’a pas pour résultat : o une augmentation de la hauteur du bâtiment, o la modification d’un élément structural de contreventement qui assure la

stabilité latérale.

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• après la rénovation, le bâtiment peut résister à une charge utile causée par des forces sismiques qui est au moins égale à 60 p. 100 de ce qui est spécifié dans la sous-section 4.1.9 denla Partie 4 du CNBC 1995.

1.3.3 Ontario Alors que la Partie 4 de l’Ontario Building Code (OBC) [Ontario 1997] est semblable à la Partie 4 du CNBC 1995 pour ce qui est des normes en cas de séismes visant les nouveaux bâtiments, l’OBC 1997 inclut une nouvelle section (Partie 11) consacrée précisément à la rénovation des bâtiments existants. La Partie 11 poursuit deux buts : a) s’assurer qu’après leur rénovation, le niveau de performance des bâtiments existants n’est pas inférieur au niveau de performance avant la rénovation, en prolongeant ainsi la durée utile du bâtiment; b) proposer une démarche acceptable pour permettre les rénovations. La Partie 11 s’applique aux bâtiments en rénovation qui existent depuis au moins cinq ans. Selon la section 11.3.1.1 qui porte sur la rénovation ou la réparation matérielle d’un bâtiment et la section 11.4.1.1 qui traite du niveau de performance, le niveau de performance du bâtiment après la construction (rénovation) ne doit pas être inférieur à celui du bâtiment avant la construction (rénovation)» (trad.). Si, après la construction (rénovation) :

• l’usage principal est changé pour un usage principal différent; • la charge d’utilisation augmente de plus de 15 p. 100; • ou la charge utile s’accroît en raison d’un changement de l’utilisation dans le même

usage, il faut adopter des mesures correctives pour maintenir le niveau de performance à ce qu’il était avant la rénovation. Cependant, la section 11.5 prévoit des solutions de rechange à la conformité. En conséquence, pourvu que l’agent en chef des bâtiments de la municipalité soit convaincu qu’il n’est pas pratique de se conformer à la sous-section 4.1.9 «Charges utiles dues aux séismes», les dispositions en cas de séismes ne s’appliquent pas. 1.3.4 Colombie-Britannique Le code du bâtiment de la Colombie-Britannique (BCBC) [Colombie-Britannique, 1998] adopte le CNBC 1995, avec des modifications en vue de traduire les circonstances particulières à la Colombie-Britannique. Les modifications du BCBC portent surtout sur l’accessibilité et l’enveloppe de bâtiment, sans modification des dispositions en cas de séismes du CNBC 1995, c.-à-d. sans changement de la Partie 4 du CNBC 1995. La Colombie-Britannique ne possède aucune norme en cas de séismes particulière visant les bâtiments existants. Les municipalités de la province suivent généralement les normes de la ville de Vancouver concernant l’évaluation sismique et l’amélioration des bâtiments existants.

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1.3.5 Ville de Vancouver Vancouver utilise sa propre charte pour promulguer un règlement qui spécifie les normes d’évaluation sismique et d’amélioration des bâtiments existants en rénovation ou dont l’usage change de manière importante [Vancouver, 1999]. Les bâtiments, construits à l’origine conformément à un permis de construction émis après le 1er janvier 1980, sont exemptés de ces normes. En vertu de la sous-section 10.2.4, «amélioration structurale des bâtiments existants», on envisagera d’améliorer la résistance d’un bâtiment aux séismes lorsque :

• le coût de la réhabilitation dépasse 200 p. 100 de la valeur du bâtiment, selon ce que la British Columbia Assessment Authority a déterminé,

• les travaux incluent un rajout important, • ou que les travaux incluent une modification de l’usage principal.

Il faut soumettre à la ville le calcul détaillé des structures et les travaux correctifs proposés pour le bâtiment existant aux fins d’approbation. Les travaux correctifs proposés doivent rendre la structure conforme aux normes requises par la Partie 4 du règlement, c.-à-d., selon la Partie 4 du CNBC 1995, «Charges utiles dues à un séisme». Lorsque les transformations proposées à un bâtiment existant :

• coûtent entre 100 p. 100 et 200 p. 100 de la valeur réelle du bâtiment, selon ce que la British Columbia Assessment Authority a déterminé;

• n’incluent pas de rajout; ou, • n’incluent pas de modification de l’usage principal,

un examen de la structure du bâtiment existant, au lieu d’un calcul détaillé des structures, est suffisant. L’examen de la structure inclut une évaluation du bâtiment en conformité avec la publication du CNRC «Lignes directrices pour l’évaluation sismique des bâtiments existants» [CNRC, 1992]. Les lignes directrices du CNRC n’exigent pas qu’un bâtiment existant soit amélioré si sa structure a une force portante équivalant à 60 p. 100 de la valeur du CNBC 1995. Si le bâtiment a une force portante inférieure à 60 p. 100 de la valeur du CNBC 1995, il sera nécessaire d’exécuter des travaux visant à améliorer sa résistance aux séismes, ce qui lui permettra d’égaler la valeur précisée dans le CNBC 1995, de préférence. Dans ce cas, l’examen de la structure inclura les mesures correctives proposées pour le bâtiment existant. La ville peut réduire les normes d’amélioration de la résistance aux séismes d’un bâtiment existant, mais pas à moins de 75 p. 100 du niveau de force en cas de séismes, selon ce que stipulent les dispositions en cas de séismes du règlement de la ville concernant les nouveaux bâtiments. Un des critères importants de l’assouplissement est qu’il est possible de démontrer que l’amélioration totale requise pour se conformer aux normes en cas de séismes serait généralement difficile à atteindre.

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1.3.6 Gouvernement fédéral Le Code canadien du travail est élaboré et publié en vertu de la compétence fédérale sur les propriétés fédérales. Pour les bâtiments existants, le Règlement canadien sur la sécurité et la santé au travail – Partie II – Ouvrages permanentes, est établi conformément au Code canadien du travail – Partie II. Le Code du travail a pour but de prévenir les accidents et les blessures dans le cadre d’un emploi sous compétence fédérale. La Partie II – Section I – Bâtiments, énonce que «La rénovation de tout ou partie d’un bâtiment doit, dans la mesure où cela est en pratique possible, être effectuée conformément aux exigences du Code canadien du bâtiment». La clause «dans la mesure où cela est en pratique possible» donne une certaine marge de manœuvre quant aux normes d’amélioration de la résistance aux séismes des bâtiments existants. Si des travaux d’amélioration de la résistance aux séismes d’un bâtiment étaient jugés nécessaires, l’ampleur ou le niveau d’amélioration serait établi non seulement par les dispositions du CNBC 1995, mais aussi en évaluant si les travaux requis sont acceptables ou réalisables économiquement, techniquement et socialement. Le tableau 2 mentionne les divers codes ou règlements qui concernent les normes en cas de séismes des bâtiments existants. Est aussi inclus dans le tableau 2 le commentaire K du CNBC 1995 concernant l’évaluation structurale et l’amélioration de bâtiments existants. Tableau 2 Résumé des normes en cas de séismes visant les bâtiments existants

Gouvernement Normes en cas de séismes visant les bâtiments existants

Québec

• Semblable au CNBC 1995 et au commentaire K pour les bâtiments existants. • Une amélioration de la résistance aux séismes (conformément aux normes

en cas de séismes du CNBC 1995) n’est pas requise pour un bâtiment existant en rénovation si a) les rénovations n’ont pas pour résultat une augmentation de la hauteur du bâtiment ni la modification d’un élément de structure de contreventement qui assure la stabilité latérale et b) après les rénovations, le bâtiment peut résister à une charge utile causée par des forces sismiques qui est au moins égale à 60 p. 100 de ce qui est spécifié dans la sous-section 4.1.9 de la Partie 4 du CNBC 1995 (Partie 4 du CNBC 1995).

Ontario

• La Partie 11 pour les bâtiments existants en rénovation. • Le niveau de performance après la construction n’est pas inférieur au niveau

de performance avant la construction. • Des solutions de rechange pour la conformité permettent une exemption aux

normes en cas de séismes, sous réserve de l’approbation de l’agent en chef des bâtiments de la municipalité.

Colombie-Britannique

• Aucune norme en cas de séismes visant les bâtiments existants. • Les municipalités de la province suivent généralement les normes de la ville de

Vancouver concernant l’évaluation sismique et l’amélioration des bâtiments existants.

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Gouvernement Normes en cas de séismes visant les bâtiments existants

Vancouver

• Exige une amélioration de la résistance aux séismes d’un bâtiment existant selon la valeur du CNBC 1995, lorsque a) le coût total de la réhabilitation dépasse 200 p. 100 de la valeur du bâtiment, en excluant la valeur du terrain, b) les travaux incluent un rajout important OU c) les travaux incluent une modification de l’usage principal.

• Exige une amélioration de la résistance aux séismes d’un bâtiment existant selon la valeur du CNBC 1995 lorsque le bâtiment possède moins de 60 p. 100 de la résistance sismique requise par les dispositions du règlement municipal pour les nouveaux bâtiments et que a) le coût total de la réhabilitation dépasse 100 p. 100 sans dépasser 200 p. 100 de la valeur réelle OU b) les travaux n’incluent ni rajout ni modification de l’usage principal.

• N’exige pas d’amélioration de la résistance aux séismes d’un bâtiment existant lorsque celui-ci possède au moins 60 p. 100 de la résistance sismique requise par les dispositions du règlement municipal pour les nouveaux bâtiments et que a) le coût total de la réhabilitation dépasse 100 p. 100 sans dépasser 200 p. 100 de la valeur réelle OU b) les travaux n’incluent ni rajout ni modification de l’usage principal.

Gouvernement fédéral

• La réfection d’un bâtiment existant respectera, dans la mesure où cela est en pratique possible, les exigences du CNBC 1995 (selon la Partie II – Structures permanentes, du Règlement canadien sur la sécurité et la santé au travail.

• Les normes ci-dessus sont établies conformément au Code canadien du travail.

CNBC 1995 Commentaire K

• La Partie 4 est rédigée principalement pour la conception de nouveaux bâtiments ou de nouveaux rajouts.

• Un bâtiment conçu et construit conformément aux versions de 1970 ou ultérieures du code peut être considéré acceptable pourvu que le bâtiment ou son usage ne soit pas modifié de manière à affecter son comportement structural ou accroître la charge de la structure. (Commentaire K)

• On peut considérer 0,6 ou 60 p. 100 de la valeur du CNBC 1995 comme le critère de déclenchement de travaux d’amélioration de la résistance aux séismes d’un bâtiment existant : il faudrait améliorer la structure des bâtiments ayant une résistance de moins de 0,6 de la valeur du CNBC 1995, de préférence à 100 p. 100 de la valeur du CNBC 1995.

1.4 Résumé de la Partie A La section précédente a passé brièvement en revue les écarts entre les codes et les règlements applicables concernant la protection en cas de séismes des bâtiments canadiens existants. Les normes du code du bâtiment concernant les forces sismiques latérales dans les régions àsismicité élevée au Canada ont augmenté d’au moins 100 p. 100 depuis le début des années 70. Dans le cas de tremblements de terre allant de modérés à forts, on ne s’attend pas à ce que les bâtiments conçus et construits conformément aux codes du bâtiment antérieurs assurent le même niveau de sécurité que les bâtiments plus récents, qui sont conçus et construits conformément aux normes plus rigoureuses définies dans les codes plus récents. Les codes et les règlements antérieurs étaient moins rigoureux que les normes de construction actuelles de nouveaux bâtiments. La collectivité de la protection contre les séismes doit s’attaquer

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rapidement au problème posé par le nombre important de bâtiments existants anciens et potentiellement vulnérables. Il est clair que la préparation à un tremblement de terre des collectivités canadiennes, ainsi que la durabilité de ces collectivités grâce à un état de préparation amélioré, nécessitent des codes et des règlements proactifs plutôt que réactifs. Ceux-ci, en retour, amélioreraient non seulement la performance des bâtiments nouveaux et existants au Canada, mais entraîneraient aussi la nécessité d’effectuer des travaux d’amélioration de la résistance aux séismes d’un bâtiment particulier, en se basant sur des performances insuffisantes plutôt que sur le coût de la réhabilitation ou des modifications de l’usage du bâtiment. 2.0 Partie B – Technologies d’amélioration de la résistance aux séismes des bâtiments : une étude 2.1 Introduction Plusieurs bâtiments existants, construits selon des codes plus anciens, ne possèdent pas la résistance aux séismes nécessaire et pourraient sérieusement compromettre la sécurité des personnes lors de phénomènes sismiques. Ces bâtiments, conçus à l’origine pour les charges à centre de gravité, étaient rarement édifiés de façon à résister aux secousses sismiques. Les anciens bâtiments en béton armé, particulièrement ceux construits avant 1970, sont caractérisés par les travaux non conformes suivants : poteaux peu résistants au cisaillement, isolation insuffisante dans les zones d’articulation à flexion, barres de recouvrement inadéquates pour le renforcement longitudinal, systèmes structuraux fondés sur des poutres fortes et des poteaux faibles et assemblages poutre-poteau peu résistants au cisaillement. Les séismes passés, y compris le séisme de San Fernardo en 1971, le séisme de Loma Prieta en 1989, le séisme de Northridge, en Californie, en 1994, le séisme de Kobe au Japon en 1995, les séismes de 1999 en Turquie et le séisme de Jiji, Taiwan, en 1999 ont fortement endommagé sinon détruit de nombreux bâtiments conçus selon les anciens codes. Plusieurs des bâtiments fortement endommagés étaient situés dans des régions où l’on avait observé desmouvements sismiques modérés, ce qui signifie que la résistance des anciens bâtiments n’est pas adaptée aux stimulations sismiques modérées. À la lumière de ces résultats, des programmes globaux de renforcement ont été entrepris par les pays aux risques sismiques élevés, notamment le Japon et les É.-U., particulièrement la Californie. Le Canada peut tirer une leçon très importante des tremblements de terre passés relativement à la résistance des bâtiments existants, et ce en raison des deux faits suivants. Tout d’abord, le Canada n’est pas à l’abri de séismes importants. La côte ouest de la Colombie-Britannique et la vallée du Saint-Laurent dans l’est du Canada, comptant des populations importantes, sont des régions d’activité sismique reconnues ?Comité consultatif du code national du bâtiment, 1995 (CNBC 1995)?. Puis, tout le monde sait que la résistance aux séismes de la grande majorité des bâtiments, particulièrement ceux construits avant 1970, n’est probablement pas adaptée à des mouvements sismiques bien moins importants que ceux qui sont précisés dans le code national actuel (CNBC 1995). Par conséquent, l’amélioration de la résistance des anciens bâtiments aux

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séismes (c.-à-d. réhabilitation ou renforcement) est nécessaire pour atténuer les risques qu’ils présentent et assurer la sécurité de leurs habitants. Le programme d’adaptation des bâtiments d’une région donnée comprend trois phases principales :

• Sélection et établissement des priorités afin de déterminer la nécessité de procéder à une évaluation plus approfondie de la performance sismique des bâtiments.

• Évaluation détaillée visant à déterminer l’étendue et la gravité des travaux non acceptables des bâtiments.

• Sélection (ou conception) des techniques de renforcement appropriées pour différents types de bâtiments.

L’objectif du projet de sélection et d’établissement des priorités est de déterminer et de classer tous les bâtiments à risques élevés d’une région donnée afin d’allouer de façon optimale les ressources nécessaires aux processus d’évaluation et de renforcement. Les principaux paramètres influant sur les risques sont : la sismicité du lieu, la vulnérabilité du bâtiment et les dimensions de sa structure. Une méthode de sélection et d’établissement des priorités pour les structures des bâtiments a été élaborée par l’Institut de recherche en construction du Conseil national de recherches du Canada (1993). En ce qui concerne la deuxième phase du programme d’adaptation des bâtiments, le Code national du bâtiment du Canada (CNBC 1995) et quelques directives techniques sont souvent utilisées pour effectuer une évaluation approfondie de la performance des bâtiments. En ce qui concerne la troisième et dernière phase, c.-à-d. l’élaboration de techniques de renforcement, de nombreuses recherches ont été effectuées et plusieurs méthodes ont été élaborées. Bien que la plupart de ces techniques aient été principalement conçues pour s’appliquer à des ponts, elles peuvent également servir aux structures de bâtiments. Ce rapport a pour but de présenter des techniques de renforcement ultramodernes pour les structures de bâtiments. Nous y décrivons les techniques disponibles consacrées au renforcement des poteaux en béton armé, des poutres et des assemblages poutre-poteau. Nous y présentons de plus des procédés visant à renforcer la structure des bâtiments à l’aide de dispositifs d’amortissement et de systèmes d’isolation à la base. 2.2 Amélioration de la résistance des éléments structuraux porteurs à l’aide de materiaux composites renforcés de fibres Les termes «matériau composite renforcé de fibres», «composite amélioré» ou «polymère renforcé de fibres» sont généralement employés pour désigner les matériaux en fibres synthétiques tels que la fibre de verre, la fibre de carbone et l’aramide enchâssée dans une résine matrice (résine époxyde ou ester). Les composites de fibres possèdent habituellement un ratio résistance-poids plus élevé que celui des matériaux de construction conventionnels tels que l’acier. Ces matériaux ont initialement été développés pour les industries aérospatiale et de la défense. Nous croyons que la diminution des coûts des matériaux de composites de fibres et la hausse

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de la demande de matériaux de construction efficaces et durables entraîneront une plus grande utilisation de ces matériaux composites améliorés dans les constructions civiles. De récentes recherches et tentatives de développement ont révélé que ces matériaux permettraient de renforcer plusieurs des structures en béton armé existantes. Les tôles de polymère renforcé de fibres, liaisonnées à l’extérieur, ont été introduites en Allemagne et en Suisse vers le milieu des années 80 comme solution de rechange au procédé consistant à renforcer les poutres en béton à l’aide de tôles d’acier (Nanni, 1995). Dans le secteur de la construction, les tôles de composite de fibres sont désormais préférées aux tôles car elles sont plus faciles à utiliser et offrent plus de possibilités. Tandis que les tôles sont des matériaux plus appropriés aux surfaces plates et aux poutres, les tôles de composite sont plus efficaces sur les surfaces rondes (telles que les poteaux) ou les surfaces plus larges (telles que les murs). Cette étude est basé sur l’utilisation de ces tôles de composite de fibres pour renforcer les éléments en béton armé. La fibre est l’élément porteur de charge principal d’un composite. Par conséquent, la fibre influe fortement sur les caractéristiques mécaniques du composite, telles que le module de résistance et d’élasticité. La résine fournit le mécanisme nécessaire au transfert de la charge de part et d’autre des fibres. Elle protège également les fibres des risques d’abrasion et des autres attaques environnementales et chimiques. Les fibres peuvent être orientées dans une seule direction (unidirectionnel) ou dans plusieurs directions afin d’optimiser la performance du composite. Les propriétés mécaniques des matériaux composites varient considérablement. Ces propriétés sont liées aux propriétés des fibres contenues dans le composite ainsi qu’au ratio volume-fibre, c.-à-d. le ratio du volume des fibres par rapport au volume total du composite. En général, les composites de fibres de carbone sont plus solides et plus rigides que les composites de fibres de verre. Le tableau 2.1 résume les principales propriétés des matériaux composites courants. La figure 42 montre les relations tension-effort types des matériaux composites de fibres de carbone et de fibres de verre. On peut voir d’après cette figure que ces composites sont tous deux caractérisés par des relations tension-effort linéaires.

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Tableau 3 Propriétés des matériaux composites de pointe (Priestley et coll. 1996).

Matériau Module

d’élasticité (Gpa)

Limite d’élasticité à la traction, fu

(Mpa)

Limite d’allongement, εu

(%) Fibres

Carbone 160 - 270 1400 - 6800 1,0 – 2,5 Aramide 62 - 83 2800 3,6 – 4,0 (Kevlar29) Verre 81 3400 4,9 Polyéthylène 117 2600 3,5 (Spectra 900)

Résine Époxyde 2,0 – 4,5 27 - 62 4 - 14 Vinylester 3.6 80 4

Figure 1 Caractéristiques mécaniques types des chemises des poteaux en

forme d’anneau (Seible et coll. 1997).

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2.2.1 Techniques de renforcement La technique consistant à renforcer les fibres en enveloppant un élément de tôles de composite de fibres est un processus relativement simple. Bien que l’installation du système de renforcement du composite varie d’un fabricant ou d’un installateur à l’autre, le processus passe généralement par les étapes suivantes:

• La technique consistant à renforcer les fibres en enveloppant un élément de tôles de composite de fibres est un processus relativement simple. Bien que l’installation du système de renforcement du composite varie d’un fabricant ou d’un installateur à l’autre, le processus passe généralement par les étapes suivantes :

• Inspecter la condition de surface de l’élément de structure à renforcer. • Réparer les fissures et les surfaces effritées avec une injection d’époxyde et du

mortier à résine époxydique. • Préparer la surface de l’élément de structure (avec des meules à main et du

sablage humide au besoin) en éliminant les saillies et en s’assurant que le profil est adéquat.

• Appliquer une couche d’apprêt puis du mastic de vitrier afin d’assurer l’adhérence des feuilles de fibres.

• Appliquer une première couche d’agent d’imprégnation. • Appliquer les feuilles de fibres sur la surface, comme s’il s’agissait de papier

peint. • Appliquer une deuxième couche d’agent d’imprégnation, une fois que les feuilles

auront bien durci, généralement au bout d’une heure. • Répéter les étapes 6 et 7, jusqu’à ce que toutes les couches de fibres soient

installées. 2.2.2 Poteaux De nombreuses recherches ont été réalisées dans le but de déterminer l’efficacité des chemises de composite de fibres en matière d’adaptation des poteaux. La figure 2 décrit le renforcement de poteaux rectangulaires et circulaires à l’aide de chemises de composite de fibres. En général, les résultats des essais de renforcement des poteaux circulaires avec des chemises de matériau composite ont démontré une amélioration des paramètres d’isolation, de ductilité et de résistance au cisaillement. Nous examinerons ci-dessous les résultats des essais expérimentaux visant à déterminer les effets des composites de fibres sur la flexion, le cisaillement et le décollage des barres de recouvrement. Parmi les multiples vérifications expérimentales (Priestley et coll. 1996, Seible et coll. 1997, Saadatmanesh et coll. 1996, 1997a, 1997b) qui ont été effectuées, nous présenterons celle de l’équipe de Seible et coll. (1997), portant sur les chemises en fibres de carbone, ainsi que les résultats auxquels ils sont parvenus. Les chercheurs de cette équipe ont effectué des essais sur trois ensembles de maquettes de poteaux de ponts à 45 p. 100, afin d’évaluer l’efficacité des chemises en fibres de carbone pour les trois modes de défaillance possible des poteaux, c.-à-d. provoquée par une flexion, un cisaillement et un décollage des barres de recouvrement. Chaque

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ensemble comprend deux spécimens, un qui représente un poteau non modifié et un autre qui représente un poteau renforcé. Les figures2 à 4 fournissent certains résultats de ces essais, qui montrent les effets du renforcement des poteaux sur la flexion, le cisaillement et le décollage des barres de recouvrement. Flexion : Les charges-décallage latérales (c.-à-d. les cycles d’hystérésis) des poteaux non modifiés et des poteaux renforcés, obtenues en appliquant des charges cycliques horizontales sur le sommet des poteaux, sont présentés dans les figures 3(a) et 3 (b), respectivement. La figure 3(b) montre que la chemise de fibres de carbone accroît la capacité ductile des poteaux. Tandis que le ratio maximum de ductilité des poteaux non modifiés est de 3 (point «d» dans la figure 3(a)), le poteau renforcé montre une ductilité maximale d’environ 7 (point «g» dans la figure 3 (b)), sans que cela cause une diminution de la capacité cyclique. En examinant les zones encloisonnées par les cycles d’hystérésis des poteaux non modifiés et des poteaux renforcés, on s’aperçoit que les chemises de carbone ont nettement amélioré la capacité d’absorption d’énergie du poteau. Cisaillement : Les cycles d’hystérésis provenant des essais sur les poteaux non modifiés et les poteaux renforcés sont présentés dans les figures 4(a) et 4(b), respectivement. Ces figures prouvent l’efficacité des chemises de fibres de carbone. Comme on peut le voir sur la figure 4(b), la chemise offre une certaine ductilité aux poteaux, même dans le cas de déformations inélastiques importantes. Les poteaux renforcés ont produit une ductilité maximale d’environ 10 (point «h» dans la figure 4(b)) sans que cela ne cause de diminution de la résistance. Cette ductilité est trois fois plus importante que celle du poteau non modifié (ductilité de 3, tel que cela est indiqué par le point «c» de la figure 4(a)). Par ailleurs, la forme des cycles d’hystérésis des poteaux renforcés indique clairement que la chemise de carbone a donné une capacité de dissipation d’énergie substantielle au poteau. Ces résultats prouvent que les chemises de fibres de carbone proprement conçues peuvent empêcher les ruptures par cisaillement et que leur utilisation peut améliorer la ductilité des poteaux renforcés. Fixation des barres de recouvrement : La figure 5 montre les cycles d’hystérésis obtenus lors des essais effectués sur les poteaux renforcés. Les cycles des poteaux non modifiés ne sont pas inclus dans cette figure, car ils n’ont pas été fournis par Seible et coll. (1997). Toutefois, d’après les enveloppes des déplacement de charges présentées par Seible et coll. (1997) [voir la figure 6(d) de ce document], on peut voir que le poteau non modifié s’est déformé à un niveau très bas, c.-à-d. avec un ratio de ductilité d’environ 1. D’un autre côté, la figure montre qu’avec des cycles d’hystérésis stables, la chemise de fibres de carbone a généré un ratio de ductilité allant jusqu’à 10, ce qui indique que cette méthode de renforcement est très efficace pour les poteaux munis de barres de recouvrement inadéquates.

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Figure 2 Renforcement avec des chemises de matériaux composites (Priestley et coll. 1996); (a) renforcement de poteaux rectangulaires : moulage à la main; (b) renforcement de la zone de chevauchement des appuis de poteaux circulaires.

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Figure 3 Charge-déplacement latéral d’un poteau non modifié et d’un poteau renforcé, en cas de flexion (Seible et coll. 1997); (a) poteau non modifié; (b) poteau enveloppé de fibres de carbone.

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Figure 4 Charge-déplacement latéral d’un poteau non modifié et d’un poteau renforcé, en cas de cisaillement (Seible et coll. 1997); (a) poteau non modifié; (b) poteau enveloppé de fibres de carbone.

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Figure 5 Charge-déplacement latéral d’un poteau renforcé, en cas de décollage des barres de recouvrement (Seible et coll. 1997)

2.2.3 Poutres Les composites de fibres en tant que matériau d’adaptation des bâtiments aux normes sismiques ont initialement été employés sur des poutres. Au milieu des années 80, l’Allemagne et la Suisse ont réhabilité les poutres de leurs structures de bâtiments à l’aide de composites de fibres (Nanni, 1995). Des tôles de polymère renforcé de fibres (PRF), liaisonnées à l’extérieur, ont été utilisées pour remplacer les tôles d’acier et renforcer les poutres en béton armé. Depuis lors, on a fabriqué plusieurs types de composite de fibres et développer de nouvelles techniques de renforcement des poutres en béton. En plus des tôles de PRF, on a également employé des feuilles de PRF flexibles pour envelopper les poutres. Un examen de la documentation disponible indique que de nombreuses recherches ont été entreprises au cours des années 90 afin d’étudier la résistance de poutres enveloppées de tôles et de feuilles de PRF. La résistance des poutres à la flexion et au cisaillement a été étudiée en profondeur. (Arduini et Nanni 1997; Mukhopadhyaya et coll.1998; Buyukozturk et coll. 1998; Khalifa et coll. 1998; Spadea et coll. 1998). Toutefois, dans toutes ces études expérimentales, seules des charges statiques étaient appliquées. Flexion : Le renforcement relatif à la résistance à la flexion consiste à coller les tôles ou les feuilles de PRF sur le pan de tension de la poutre. La longueur de la tôle (ou de la feuille) est habituellement identique ou légèrement inférieure à celle de la poutre. De même, la plaque a normalement la même largeur que la poutre (ou un peu plus étroite). Des études expérimentales démontrent que, tandis que la capacité du moment peut être

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augmentée en accroissant la résistance à la flexion, cet accroissement peut par ailleurs provoquer un cisaillement. La rupture provoquée par les fissures de cisaillement à l’extrémité de la tôle et les ruptures provoquées par le décollage des tôles sont les cas de rupture les plus fréquents. Pouréviter ces ruptures, les tôles de PRF (ou feuilles) doivent être ancrées adéquatement. La figure 6 présente trois types de système d'ancrage utilisés lors des études expérimentales menées par Spadea et coll. (1998), Muchopadhyaya et coll. (1997) et Arduini et Nanni (1997). On utilise le système d'ancrage dont se sont servi Arduini et Nanni (1997), présenté dans la figure 6, en enveloppant les trois côtés de la poutre avec deux feuilles de PRF (c.-à-d. chemises en U). En plus de l'ancrage de la feuille de PRF autour de la base de la poutre, ce système permet d'accroître la résistance au cisaillement de la poutre. Cisaillement : Tandis que l'utilisation d'un système d'ancrage adéquat permet d'accroître la résistance à la flexion, la résistance de la poutre peut être limitée par sa résistance au cisaillement. Par conséquent, lorsqu’un élément fléchi précis doit être renforcé, il faut tenir compte des effets combinés de la résistance à la flexion et au cisaillement. Les études expérimentales ont démontré que les feuilles de PRF permettent d’accroître la résistance des poutres en béton armé. La figure 7 montre plusieurs de ces configurations. Différentes options permettent de choisir les surfaces de collage appropriées [figure 7(a)], telles qu’un renforcement continu ou une série de bandes [figure 7(b)] et de décider de la nécessité d’utiliser un ancrage mécanique [figure 7(e)]. De plus, étant donné que le PRF est un matériau anisotrope, caractérisé par une résistance adaptée à la direction des fibres, ces dernières peuvent être orientées dans la direction qui produira une résistance maximale aux fissures de cisaillement [figure 7(c)]. De plus, il pourrait s’avérer avantageux de créer une pseudo-isotropie en orientant les fibres dans deux directions perpendiculaires [figure 7(d)]. La figure 8 présente quelques résultats provenant de vérifications expérimentales relatives à l’efficacité des feuilles de PRF par rapport à la résistance des poutres en béton armé. Les dimensions et la résistance des spécimens sont indiquées dans la figure 8(a). La comparaison entre la charge et les courbes de déformation pour les spécimens non modifiés (sans renforcement) et les spécimens renforcés est illustrée dans la figure 8(b). La courbe du bas (M1) correspond au spécimen non modifié. Les trois courbes (MM2, MM3 et MM4) correspondent aux spécimens dont la résistance à la flexion a été renforcée à l’aide de feuilles de PRF placées sur la partie inférieure des pans de poutres sans ancrage. La courbe supérieure (9MM5) correspond au spécimen dont la résistance à la flexion a été renforcée à l’aide de feuilles de PRF placées sur la partie inférieure des pans et des feuilles de PRF en forme de U, disposées de manière à couvrir la partie inférieure ainsi que les parties verticales du pan [figure 7(e)]. Les feuilles de PRF en forme de U accroissent la résistance à la flexion tout en fournissant un ancrage qui empêche le décollage des feuilles inférieures tout en renforçant la résistance au cisaillement. La figure 8 indique clairement qu’une poutre renforcée de feuilles de PRF, telle que le spécimen MM5, accroît nettement la résistance à la flexion.

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Figure 6 Trois types d’ancrage utilisés dans les études expérimentales : (a) par des chemises en U et des bandes en acier (Spadea et coll. 1998); (b) par des chemises en U et des verrous en acier (Mukhopadhyaya et coll. 1998); (c) par des feuilles de PRF enroulées autour des trois côtés de la poutre (Arduini et Nanni, 1997).

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Figure 7 Configurations de renforcement à l’aide de PRF (Khalifa et coll. 1998).

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Figure 8 Comparaison des dimensions et de la charge du spécimen avec les courbes de déformation mi-portée (Arduini et Nanni, 1997).

2.2.4 Assemblages poutre-poteau Les études sur le renforcement des assemblages poutre-poteau à l’aide de feuilles de PRF sont très rares. Tout récemment, Pantelis et coll. (2000) ont communiqué les résultats d’une étude expérimentale qu’ils ont effectuée à la Utah University, Salt Lake City. Des charges cycliques inversées ont été appliquées à deux spécimens de demi-grandeur, représentatifs des constructions des années 60, c’est-à-dire avec une résistance insuffisante. Des essais ont été effectués sur un spécimen non modifié et un spécimen renforcé avec un composite de PRF afin d’évaluer l’efficacité du polymère sur le plan du renforcement de la résistance au cisaillement. Il n’y a pas de renforcement transversal à la base de l’assemblage, et les barres longitudinales de la poutre ne sont pas proprement ancrées à la connexion. Durant l’essai de chargement, le poteau était soumis à une charge longitudinale visant à simuler la charge produite par la gravité, tandis qu’une charge cyclique inversée était appliquée à l’extrémité libre de la poutre. Le deuxième spécimen a été renforcé à l’aide de feuilles de PRF afin d’améliorer la résistance au cisaillement et la ductilité de l’assemblage (figure 9). Les relations d’hystérèse de charge-déplacement des essais sur les spécimens non modifiés et renforcés sont présentées dans les figures 10(a) et 10(b), respectivement. Il est clair que le spécimen renforcé a bien mieux réagi que le spécimen non modifié. Le déplacement maximal du spécimen renforcé est

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d’environ 7 p. 100, soit le double du déplacement du spécimen non modifié. Toutefois, bien que le renforcement accroisse la résistance au déplacement, les cycles d’hystérésis des spécimens renforcés indiquent un resserrement significatif (figure 10(b)), or cela n’est pas l’effet recherché. Figure 9 Plan du renforcement du composite (Pantelidis et coll. 2000).

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Figure 10 Résultats expérimentaux pour des spécimens non modifiés et renforcés : (a) réponse d’hystérésis de charge-déplacement pour le spécimen non modifié, (b) réponse d’hystérésis de charge-déplacement pour le spécimen renforcé, (c) courbes dorsales (Pantelidis et coll. 2000).

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2.2.5 Murs de contreventement L’étude préliminaire sur l’usage des composites de fibres pour le renforcement parasismique des murs de contreventement en béton armé a été effectuée à la Carleton University et au ministère fédéral de Travaux publics et Services gouvernementaux Canada (Lombard et coll. 2000). Quatre séries d’essais ont été effectuées sur des spécimens de murs de contreventement en béton armé de demi-grandeur, y compris un mur de contrôle, un mur réparé (réparer le mur de contrôle qui a été précédemment testé et endommagé), ainsi que deux murs renforcés. Le premier renforcement de mur consistait à appliquer à la verticale une couche de fibres de carbone sur les deux côtés du mur. Le second renforcement de mur consistait à appliquer une feuille horizontale et deux feuilles verticales de fibres de carbone sur les deux côtés du mur. Tous les spécimens de mur avaient les mêmes dimensions (2,0 x 1,5 x 0,1 m), les mêmes détails conceptuels et les mêmes propriétés de matériau. La figure 11 montre comment l’essai a été mené et la figure 12 illustre le système d’ancrage des feuilles de fibres de carbone à la base des spécimens. Les résultats des essais ont démontré l’efficacité de la réparation et du renforcement des murs de contreventement en béton armé avec les feuilles de composite de fibres. La figure 13 présente les caractéristiques de charges-déplacement des quatre murs d’essai. Les différentiels de charges (et les différentiels de déplacement) du mur de contrôle, du mur de réparation, du mur renforcé nº 1 et du mur renforcé nº 2 sont les suivants : 122 kN, 158 kN, 153 kN et 210 kN (3,7 mm, 5,4 mm, 1,6 mm et 2,4 mm), respectivement. Les charges ultimes correspondantes sont les suivantes : 178 kN, 320 kN, 258 kN et 413 kN. La figure 11 indique que les décalages dus aux charges ultimes sont de 18 mm, 40 mm, 24 mm et 25 mm pour les quatre murs d’essai, ce qui représente des ratios de ductilité de 4,9; 7,4; 15,0 et 10,4. Le renforcement des murs de contreventement en béton armé à l’aide de feuilles de composite de fibres semble une solution de rechange possible. La résistance à la charge et la ductilité des murs renforcés et réparés s’améliorent lorsque des feuilles de composites de fibres sont ajoutées des deux côtés des murs. Toutefois, ces essais préliminaires indiquent également que le système d’ancrage entre les feuilles et la semelle joue un rôle primordial sur le plan de l’efficacité de ce système amélioré. Un système d’ancrage inadéquat limitera éventuellement le transfert de charge des feuilles aux éléments adjacents, causant une rupture prématurée (décollement ou arrachage des feuilles de fibres) du mur renforcé.

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Figure 11 Mise en place des essais sur un mur de contreventement (Lombard et al, 2000)

Figure 12 Système d’ancrage pour les feuilles en fibres de carbone à la base

du mur (Lombard et al, 2000)

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Figure 13 Courbes charge-déplacement des quatre essais sur les murs (Lombard et al, 2000)

(a) Courbes charge-déformation pour le spécimen du mur de contrôle

(b) Courbes charge-déformation pour le spécimen du mur de réparation

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Figure 13 Courbes charge-déplacement des quatre essais sur les murs (Lombard et al, 2000) (continué)

(c) Courbes charge-déformation pour le spécimen du mur no 1

(d) Courbes charge-déformation pour le spécimen du mur no 2

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2.2.6 Résumé La technologie du renforcement par les fibres est l’une des technologies les plus efficaces d’accroissement de la résistance des poteaux aux séismes. Son application est relativement simple, très peu dérangeante pour les occupants des bâtiments et peu exigeante en main-d’œuvre. Ainsi, elle représente l’une des solutions de rechange les plus souhaitables en matière d’accroissement de la résistance des bâtiments existants aux séismes. Les caractéristiques non corrosives des fibres de carbone et leur résistance à la plupart des substances chimiques donnent à ce système de renforcement une durée de vie bien plus longue que celle des matériaux conventionnels tels que l’acier, c.-à-d. une valeur plus économique à long terme. Alors que l’utilisation de composites de fibres pour adapter les structures de ponts est relativement commune et bien établie, son application aux bâtiments n’a pas encore été clairement adoptée. Cette application soulève les questions suivantes :

• Durabilité à long terme dans un environnement intérieur encloisonné; • Résistance au feu (risque potentiel lié à la fumée); et • Comportement dynamique renforcement des poutres, y compris l’efficacité de

l’ancrage dû à la présence de dalles de plancher, et l’efficacité du renforcement quand les poutres sont soumises à des charges cycliques inversées.

L’efficacité des composites de PRF pour le renforcement des assemblages poutre-poteau en béton armé n’a pas été étudiée de manière approfondie. Les résultats d’études expérimentales limitées ont indiqué certaines améliorations de la performance des spécimens renforcés. Des recherches expérimentales et analytiques plus approfondies doivent être entreprises avant de proposer des recommandations définitives. De plus, la mise en œuvre de la technique de renforcement poserait des problèmes pratiques en raison de la présence de dalles de plancher au niveau des assemblages poutre-poteau. 2.3 Amélioration des elements structuraux à làide de chemises en acier 2.3.1 Technique d’amélioration Les chemises en acier sont largement utilisées pour accroître la résistance des poteaux de ponts de type autoroute aux séismes ou pour les réparer. Les caractéristiques des différentes chemises en acier (telles que la géométrie des chemises et les propriétés du coulis) peuvent varier, bien que la procédure et le fondement de la plupart des systèmes de gainage d’acier soient plus ou moins similaires. Un poteau circulaire déficient est enveloppé de couches (ou chemises) d’acier préfabriquées soudées ou jointes mécaniquement. Le mince espace entre la chemise et le poteau, généralement inférieur à 10 mm, est rempli de coulis de ciment afin d’assurer la continuité entre la chemise et le poteau. La nouvelle section de poteau, qui se compose de la section de poteau existante et de la nouvelle couche d’acier externe, est aussi plus

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solide (possède une résistance à la charge plus élevée) et plus rigide (attire des charges plus élevées, ce qui n’est pas souhaitable) que le poteau original. Pour les poteaux circulaires, les chemises prennent la forme de deux demi-couches légèrement surdimensionnées pour faciliter leur installation, soudées sur place aux jointures verticales. Pour les poteaux rectangulaires, la chemise est habituellement roulée en forme elliptique et les espaces les plus larges entre le tubage et le poteau sont remplis de béton plutôt que de coulis de ciment (figure 14). La forme elliptique est nécessaire pour appliquer une pression de confinement par retenue passive dans les régions de rotules plastiques. Afin d’empêcher la chemise de s’appuyer sur la semelle lors de la compression, un espace vertical d’environ 25 mm est généralement prévu entre la chemise et la semelle. La figure 15 montre un poteau rectangulaire renforcé avec une chemise en acier elliptique à la base de la barre de recouvrement appropriée (Priestley et coll. 1996). Figure 14 Renforcement de poteaux circulaires et rectangulaires avec des chemises

en acier; les poteaux présentés dans cette figure ont été utilisés dans l’étude effectuée par Priestley et coll. (1994, 1994a).

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2.3.2 Poteaux L’efficacité du gainage d’acier pour le renforcement de poteaux en béton armé a été étudiée par plusieurs chercheurs. En 1987, la University of California à San Diego a entrepris un important programme de recherche consistant à examiner diverses techniques de renforcement pour les poteaux de ponts en vue d’améliorer la performance sismique des ponts existants. L’University of California a effectué des essais sur plusieurs poteaux enveloppés d’acier afin d’examiner la possibilité d’utiliser les chemises en acier pour renforcer la résistance à la flexion et la résistance au cisaillement des poteaux et pour prévenir le décollage des barres de recouvrement dans les poteaux des ponts plus anciens. Certains des résultats de ces études sont décrits ci-dessous. Flexion : Chai et coll.(1991) ont effectué des vérifications expérimentales de la performance des poteaux circulaires renforcés avec des chemises en acier. Un groupe d’essais portait particulièrement sur l’amélioration de la résistance à la flexion des poteaux. La figure 16 présente la géométrie et le renforcement des poteaux non modifiés utilisés pour les essais sur la flexion. La longueur de la chemise employée pour renforcer le poteau était de 1,2 m (48 po), de façon à ce que le moment situé juste au-dessus de la chemise ne soit pas supérieur à 75 p. 100 de la résistance à la flexion. La figure 17 montre les courbes de charge-déplacement des poteaux non modifiés et renforcés qui ont été obtenues en appliquant des charges cycliques au sommet de chaque poteau. Ces figures démontrent que la chemise en acier a nettement amélioré la performance de flexion du poteau. Tandis que le poteau non modifié a relativement bien réagi en affichant un ratio de ductilité de 4, le poteau renforcé a très bien réagi, affichant un ratio de ductilité de 8, ce qui correspond à un ratio de déplacement de 6 p. 100. Cisaillement : Priestley et coll. (1994, 1994a) ont étudié l’efficacité des chemises en acier pour les poteaux renforcés, aux tensions de cisaillement insuffisantes. Les essais ont été effectués à la fois sur des poteaux circulaires et rectangulaires (figure 16), à l’aide de chemises en acier appliquées sur toute la longueur. Des chemises circulaires ont été utilisées pour renforcer les poteaux circulaires et des chemises elliptiques ont servi au renforcement des poteaux rectangulaires. La figure 17 est représentative de la réaction des poteaux non modifiés et renforcés, auxquels des chemises en acier ont été appliquées sur toute la longueur. La comparaison de la figure 17(a) du poteau non modifié et de la figure 17(b) du poteau renforcé indique clairement que la chemise en acier augmente la résistance et la ductilité des poteaux. Tandis que le poteau non modifié a subi une rupture et que son ratio de ductilité a atteint la valeur de 1,5, la performance des poteaux renforcés était excellente et a atteint un ratio de 8. Décollage des barres de recouvrement : Chai et coll. (1991) ont également étudié l’efficacité des chemises en acier circulaires sur la plan de l’amélioration de la performance des poteaux circulaires ayant des barres de recouvrement inadéquates. Les poteaux construits possédaient des barres de recouvrement 20 fois plus grandes que le

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diamètre de la barre longitudinale située dans la région de la rotule plastique (c.-à-d. juste au-dessus de la semelle), ce qui était une pratique courante dans l’industrie de la construction avant les années 70. La longueur de la chemise était de 1,20 m, tel que l’indique la figure 16. La figure 18 présente les résultats des essais effectués sur les poteaux non modifiés et renforcés. Le poteau non modifié ne présentait pratiquement aucune ductilité, ce qui a provoqué une rupture fragile lorsque le ratio de ductilité a atteint la valeur de 1,5. Le poteau renforcé a très bien réagi et son ratio de ductilité a atteint la valeur de 7. Chemises en acier rectangulaires : D’après la documentation publiée, les recherches menées sur le renforcement des poteaux en béton armé réalisées à l’University of California à San Diego sont principalement associées à l’usage de chemises en acier circulaires et elliptiques. Les recherches sur les poteaux rectangulaires sont très limitées. Priestely et coll. (1994) ont mentionné que «…les essais antérieurs réalisés principalement au Japon et en Nouvelle-Zélande ont montré que le gondolement des chemises rectangulaires tendait à survenir dans la région des rotules lorsque les poteaux subissaient de larges décalages latéraux cycliques, même lorsque de larges chemises étaient utilisées. Par conséquent, les chemises rectangulaires n’ont pas provoqué un confinement adéquat du béton, ni un renforcement de la compression dans la région de la rotule plastique…». Cela est présenté dans la figure 20. Figure 15 Barre de recouvrement d’une base de poteau rectangulaire renforcé

avec une chemise en acier (Priestley et coll. 1996)

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Figure 16 Géométrie et renforcement d’un poteau circulaire utilisé pour le renforcement de flexion et le renforcement des barres de recouvrement, à l’aide de chemises en acier circulaires. (Chai et al 1991).

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Figure 17 Réponse d’un déplacement latéral de charge d’un poteau circulaire non modifié et d’un poteau circulaire renforcé avec une chemise en acier pour une amélioration du rendement de flexion. (Chai et coll. (1991); (a) poteau non modifié, (b) poteau renforcé; [poteau nº3 (non modifié) et poteau nº4 (renforcé) dans l’étude de Chai et coll. (1991)].

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Figure 18 Réponse d’un déplacement latéral de charge d’un poteau rectangulaire non modifié et d’un poteau rectangulaire renforcé avec une chemise en acier pour une amélioration de la résistance au cisaillement. (Priestley et coll. 1994a); (a) poteau non modifié, (b) poteau renforcé; [poteaux R3A (non modifié), et R4R (renforcé) dans l’étude de Priestley et coll. 1994a)].

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Figure 19 Réponse d’un déplacement latéral de charge d’un poteau circulaire non modifié et d’un poteau circulaire renforcé avec une chemise en acier pour le décollage des barres de recouvrement (Chai et coll. (1991); (a) poteau non modifié, (b) poteau renforcé; [poteaux nº 1 (non modifié) et nº 6 (renforcé) dans l’étude de Chai et coll. (1991)].

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Figure 20 Section rectangulaire enveloppée par une chemise rectangulaire (Priestley et coll. 1994)

2.3.3 Assemblages poutre-poteau Au cours des dernières décennies, plusieurs études expérimentales portant sur la réaction des assemblages intérieurs et extérieurs types auxquels étaient appliquées des charges cycliques ont été effectuées. Toutefois, très peu de recherches et d’études expérimentales ont été effectuées sur les techniques de renforcement des assemblages. Un examen de la documentation a révélé que la MacMaster University a effectué l’une des études les plus complètes sur le renforcement des assemblages poutre-poteau (Ghobarah et coll. 1996, 1997, Biddah 1997). Toutefois, ces études ont été entreprises pour une application particulière, c.-à-d. pour des joints de cadres brutes (sans dalle), soutenant les larges conduits en béton des centrales nucléaires; ainsi, nul n’a examiné les problèmes relatifs au renforcement des joints pour les structures de bâtiments possédant des dalles de plancher. La méthode sous-entend l’usage du système des chemises en acier ondulées, tel que cela est indiqué dans la figure 21. La chemise ondulée est rigide et exerce une pression de confinement en appliquant une retenue passive dans la région de confinement. Ghobarah et coll. (1996, 1997) ont présenté les vérifications expérimentales qu’ils ont effectuées sur trois spécimens, intitulés J1, J3 et J4. Le cadre était composé de poteaux flexibles, de poutres solides et de joints faibles, ce qui représentait le type de conception non ductile du code de 1969. Les liens à l’intérieur des assemblages et des poteaux étaient à peu près à 16 p. 100 de ce qui était recommandé par les normes de la CSA relativement au béton (CSA A 23.3, 1994). Tous les spécimens étaient de dimensions identiques, représentant un tiers de la taille de l’assemblage poutre-poteau proprement dit (figure 21). Le spécimen J1 correspondait aux conditions non modifiées, c.-à-d. qu’il ne contenait aucune chemise. Le spécimen J3 était composé d’une chemise en acier ondulée enveloppant le poteau et la poutre, afin d’améliorer leur résistance à une secousse sismique. Du coulis à retrait nul d’une épaisseur de 25 mm a été placé entre le béton et la chemise en acier. Les cornières en acier ont été fixées à la poutre sur le côté frontal du

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poteau afin que ce dernier résiste à la pression de confinement provenant du béton, dans la région de l’assemblage. On a laissé un espace de 20 mm entre le poteau et la chemise de la poutre. Le spécimen J4 était agencé de la même manière que le spécimen J3, mais aucune chemise en acier n’a été fixée à la poutre. L’assemblage de la chemise du spécimen J3 est présenté dans la figure 22. Les détails de l’étude expérimentale sont évoquées ailleurs (Ghobarah et coll. 1996, 1997). Les poteaux étaient munis de supports charnières aux deux extrémités, tandis que l’extrémité de la poutre était assujettie à une charge cyclique verticale (figure 21). Les courbes charge-déviation de l’extrémité de la poutre des trois spécimens sont présentées dans la figure 23. On peut voir sur cette figure que le spécimen 2 réagit peu, les anneaux d’hystérésis sont pincés et le seuil de résistance est rapidement dépassé. Les anneaux d’hystérésis du spécimen J3 indiquent clairement les effets du confinement provoqués par la chemise. La résistance de flexion positive et négative ont toutes deux été atteintes et maintenues pendant plusieurs cycles. Le spécimen J4 est à mi-chemin entre les résultats obtenus avec les spécimens J1 et J3. L’efficacité des chemises de poutre peut être évaluée en comparant la réaction des spécimens J3 et J4.

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Figure 21 Dimensions des spécimens d’essai (Ghobarah et coll. 1996)

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Figure 22 Assemblage de chemises de poutre et de poteau (Ghobarah et coll. 1996).

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Figure 23 Relations charge-déplacement des extrémités de poutre pour les spécimens J1, J3 et J4 (Ghobarah et coll. 1996).

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2.3.4 Résumé Le renforcement de poteaux circulaires avec des chemises en acier circulaires et le renforcement de poteaux rectangulaires avec des chemises elliptiques permet d’améliorer considérablement la résistance sismique des poteaux. L’efficacité des chemises en acier a été clairement démontrée, à la fois par les recherches expérimentales et par les observations sur le terrain effectuées durant le séisme de Northbridge en 1994. Plusieurs ponts renforcés avec des poteaux enveloppés de chemises en acier se trouvaient dans des régions ayant subi des secousses intenses qui ont atteint une accélération maximale de 0,25 g. Aucun de ces poteaux ne semble avoir subi de dommages importants (Chai, 1996). Toutefois, cette technique est coûteuse et exigeante en main-d’œuvre. Compte tenu de la grande efficacité de cette technique et de son coût, les chemises en acier pourraient éventuellement être utilisées dans les installations industrielles possédant un nombre restreint de poteaux nécessitant un renforcement. Cependant, dans le cas des bâtiments types où plusieurs poteaux doivent être renforcés, cette technique s’avère trop onéreuse. Les chemises en acier rectangulaires destinées au renforcement des poteaux rectangulaires améliorent aussi la résistance et la ductilité des poteaux. Toutefois, les résultats des recherches ont démontré que les chemises rectangulaires sont moins efficaces que les chemises elliptiques. Peu de recherches ont été effectuées sur le renforcement des assemblages poutre-poteau des bâtiments plus anciens. Le renforcement au moyen de chemises en acier ondulées semble être un moyen efficace de renforcer les assemblages poutre-poteau. Toutefois, cette technique a été développée dans un but particulier, c.-à-d. pour des assemblages poutre-poteau sans dalles de plancher. Les systèmes de dalles employés dans les structures de bâtiments ordinaires rendraient difficiles les opérations de renforcement des assemblages poutre-poteau. 2.4 Amélioration des poteaux en béton armé par précontraire transversale 2.4.1 Technique d'amélioration Comme on l’a précédemment décrit, l’utilisation de chemises en acier ou de composites de fibres améliore la performance des éléments structuraux grâce à un renforcement supplémentaire et à une augmentation de la pression de confinement par retenue passive. La chemise en acier ou en composite qui entoure l’élément structural assure cette pression latérale passive. On peut également améliorer la performance des éléments structuraux au moyen d’une précontrainte externe qui assure une armature supplémentaire ainsi qu’une pression latérale active. Une nouvelle technique mise au point à l’Université d’Ottawa et appelée Retro-belt (Saatcioglu et coll., 2000), utilise des poteaux en béton précontraints obtenus au moyen de bandes d’acier à haute résistance placées autour des poteaux. Les bandes d’acier, faites de torons en acier à sept fils et d’éléments d’ancrage spécialement conçus,

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sont placées autour du poteau en respectant des espacements particuliers et sont précontraintes à un niveau de contrainte prédéterminé. Les éléments d’ancrage, placés sur la surface du poteau, assurent un ancrage adéquat des deux extrémités du toron. Bien que le toron en acier agisse comme une armature supplémentaire contre le cisaillement, la pression latérale active améliore le confinement du béton, augmentant la résistance au cisaillement et à la flexion. La précontrainte assure également une force de fermeture adéquate des zones de jointures longitudinales, corrigeant la déficience des barres de recouvrement inadéquates souvent installées dans des régions d’articulation potentielles des poteaux existants. On présente dans la figure 24 l’élévation d’un poteau circulaire renforcé par une précontrainte externe. On décrit dans la figure 25 le renforcement d’un poteau carré utilisant une précontrainte externe produite par des disques de concentration des contraintes. La pièce d’appoint supplémentaire nécessaire pour des poteaux rectilignes aide à assurer une pression pratiquement uniforme sur les côtés de ces poteaux. La pièce d’appoint se compose de profilés de charpente creux (PCC) utilisés comme bandes externes, avec des disques de concentration des contraintes de diamètres différents soudés sur ces profilés. Ces disques assurent une répartition uniforme de la force de précontrainte sur les quatre côtés du poteau. Les torons sont directement placés sur les disques de concentration des contraintes de façon à produire des composantes de force perpendiculaires. On calcule les hauteurs et les emplacements des concentrations de contrainte pour assurer une répartition approximativement égale des composantes de force.

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Figure 24 Renforcement d’un poteau circulaire à état de cisaillement dominant (Saatcioglu et coll, 2000).

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Figure 25 Renforcement d’un poteau carré à état de cisaillement dominant (Saatcioglu et coll, 2000)

2.4.2 Poteaux L’Université d’Ottawa a mené des recherches expérimentales approfondies sur le renforcement sismique des poteaux en béton armé (Yalcin 1997; Mes 1999; Beausejour, 2000; Saatcioglu, 2000). À la suite de ces études, une nouvelle technique de renforcement a été mise au point. Cette technique requiert une précontrainte externe qui exerce une pression latérale passive et active pour compenser une expansion latérale du béton sollicité lors d’une compression. Cette technique produit également une force de fermeture des emplacements des barres de recouvrement pour améliorer la liaison entre l’acier et le béton. Dans des poteaux à état de cisaillement dominant, une précontrainte transversale amortit la tension diagonale causée par le cisaillement, améliorant ainsi la résistance au cisaillement du poteau. On s’assure de la précontrainte en plaçant des torons en acier à sept fils à haute résistance autour du poteau. Ces torons sont précontraints par un petit vérin hydraulique et sont fixés au moyen d’éléments d’ancrage spécialement conçus. Le programme des recherches expérimentales portait sur 19 poteaux de soutènement de pont de grandeur réelle, avec des poteaux carrés et circulaires, testés dans des conditions simulées de charge sismique. Les essais ont été divisés en trois phases. La première phase consistait à étudier des poteaux à état de cisaillement dominant avec une armature longitudinale continue en l’absence de barre de recouvrement. La deuxième phase consistait à étudier des poteaux à état de flexion dominant avec une armature

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continue, alors que la troisième phase consistait à étudier des poteaux à état de flexion dominant aussi bien qu’à état de cisaillement dominant avec des barres de recouvrement. Cisaillement : les poteaux circulaires et carrés étudiés ont été testés dans des conditions de «renforcement» et «sans modification». L’armature des poteaux est représentative des pratiques de conception utilisées avant 1970 dans les poteaux de soutènement des ponts. Le renforcement des poteaux a été réalisé à l'aide de torons à sept fils de cote 1720 Mpa. Le diamètre nominal des torons était de 9,53 mm. On a utilisé différents espacements entre les bandes et différents niveaux de précontrainte initiale comme paramètres d’essai pour déterminer la solution de renforcement optimale. Les essais ont été effectués en appliquant une charge axiale constante, égale à 15 p. 100 de la capacité concentrique du poteau, en augmentant progressivement les cycles de déplacements horizontaux appliqués sur le sommet des poteaux. Lors des divers essais le meilleur rendement a été obtenu avec un espace de 150 mm et une précontrainte initiale égale à 25 p. 100 de la capacité maximale du toron. La figure 26 (poteau circulaire) et la figure 27 (poteaux carrés) présentent les cycles d’hystérésis pour de tels poteaux renforcés et pour les poteaux non modifiés. L’étude de ces figures indique que l’efficacité d’une précontrainte transversale est évidente. Les résultats des essais sur les poteaux renforcés montrent une ductilité et des caractéristiques sur le plan de la dissipation d’énergie supérieurs à ceux des poteaux non modifiés. Flexion : des essais ont été effectués sur des poteaux à état de flexion dominant. On a testé les spécimens de poteaux carrés et circulaires dans des conditions de «renforcement» et dans des conditions «sans modification». Ces derniers poteaux ont été construits conformément aux pratiques de conception établies avant 1970 pour des poteaux de soutènement de pont. On présente respectivement les résultats d’essai des spécimens de poteaux circulaires et des spécimens de poteaux rectangulaires dans les figures 28 et 29. Après comparaison de ces figures, on peut constater que le rendement des poteaux renforcés est supérieur à celui des poteaux non modifiés. Serrage de recouvrement : on a construit et testé deux poteaux carrés et quatre poteaux circulaires avec des barres de recouvrement situées à chaque extrémité inférieure des poteaux. La barre de recouvrement était située dans la région potentielle d’articulation et on aurait avantage à effectuer un renforcement sismique de cette armature. On a précontraint les poteaux par l’extérieur selon une orientation transversale et on a réalisé les essais avec une charge cyclique inversée. Les spécimens de poteaux non modifiés n’ont pas résisté à un déplacement latéral supérieur à 1 p. 100. L’armature longitudinale devient instable à cette étape de la déformation et commence à glisser. Cela conduit à une perte rapide de la résistance. Les poteaux qui ont subi une précontrainte de l’extérieur montrent un meilleur comportement et peuvent supporter un déplacement latéral de 5 p. 100 sans aucune diminution de leur résistance. On présente dans les figures 30 et 31 l’efficacité d’une précontrainte extérieure à assurer une force de serrage dans la région de recouvrement.

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Figure 26 Réponse d’un déplacement latéral de charge des poteaux circulaires à état de cisaillement dominant (Saatcioglu et coll., 2000); (a) poteaux non modifiés, (b) poteaux renforcés (distance de 150 mm entre les torons et précontrainte égale à 25 p. 100 de la capacité maximale des torons).

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Figure 27 Réponse d’un déplacement latéral de charge des poteaux carrés à état de cisaillement dominant (Saatcioglu et coll., 2000); (a) poteaux non modifiés, (b) poteaux renforcés (distance de 150 mm entre les torons et précontrainte égale à 25 p. 100 de la capacité maximale des torons).

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Figure 28 Réponse d’un déplacement latéral de charge des poteaux circulaires à état de flexion dominant (Saatcioglu et coll., 2000); (a) poteaux non modifiés, (b) poteaux renforcés (distance de 150 mm entre les torons et précontrainte égale à 25 p. 100 de la capacité maximale des torons).

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Figure 29 Réponse d’un déplacement latéral de charge des poteaux carrés à état de flexion dominant (Saatcioglu et coll., 2000); (a) poteaux non modifiés, (b) poteaux renforcés (distance de 150 mm entre les torons et précontrainte égale à 25 p. 100 de la capacité maximale des torons).

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Figure 30 Poteau carré non renforcé (Saatcioglu et al, 2000).

Figure 31 Poteau carré renforcé avec une précontrainte externe (Saatcioglu et al, 2000)

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2.4.3 Résumé Les résultats indiquent que cette méthode de renforcement des poteaux de bâtiment est prometteuse. Elle est efficace et peut être nettement plus économique que l’utilisation de chemises d’acier. L’installation d’un tel système occasionne une gêne moindre pour les occupants des bâtiments. Cette technique a été mise au point au cours des trois dernières années et son application potentielle dans le secteur des bâtiments n’a pas encore été réalisée. 2.5 Amélioration de la structure des bâtiments à l’aide de dispositifs

amortisseurs 2.5.1 Technique d'amélioration En plus des techniques précédentes d’amélioration de la résistance des éléments structuraux (poteaux, poutres, assemblages poutre-poteau), l’utilisation des dispositifs amortisseurs représente une solution efficace pour la réhabilitation des bâtiments existants. La fonction d’un dispositif amortisseur dans un bâtiment est semblable à celle d’un amortisseur dans une automobile. De la même façon que l’amortisseur réduit les chocs causés par les routes cahoteuses, le dispositif amortisseur réduit l’incidence des mouvements du sol sur la structure du bâtiment et sur ses occupants. Il existe quatre types de dispositifs amortisseurs : visco-élastique, à friction, métallique et visqueux. Ces dispositifs amortisseurs ont en commun de dissiper l’énergie induite lors d’un séisme en une énergie thermique, généralement par un frottement entre divers matériaux. Les dispositifs amortisseurs transfèrent l’énergie cinétique produite par la masse mobile, ou la structure, en une énergie potentielle au moyen d’un transfert friction/chaleur. Dans des amortisseurs visqueux et visco-élastiques, un piston se déplace le long d’un dispositif de friction (tampons ou chambres à liquide) pour dissiper l’énergie sous forme de friction et de chaleur. Les amortisseurs à friction utilisent la friction et la chaleur produites par des plaques d’acier protégé qui coulissent l’une contre l’autre pour diffuser l’énergie induite lors d’un séisme. Les amortisseurs métalliques dissipent l’énergie au moyen d’une déformation inélastique des éléments métalliques. Afin d’améliorer la performance sismique de nombreux bâtiments, on les a récemment renforcés au moyen d’amortisseurs visqueux et d’amortisseurs à friction. 2.5.2 Amortisseurs à friction Parmi les différents types de dispositifs amortisseurs, on utilise généralement les amortisseurs à friction (Frederichs, 1997; Elliot et coll. 1998). Le principe de ces amortisseurs repose sur le phénomène de dissipation de l’énergie par friction. Les amortisseurs à friction comprennent une série de plaques d’acier spécialement traitées pour produire un degré de friction maximal. Ces plaques sont fixées les unes aux autres

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par des boulons en acier à haute résistance (figure 32). Lors de phénomènes sismiques de forte magnitude, les amortisseurs à friction glissent selon une action optimale prédéterminée avant que des déplacements élastiques ne se produisent dans d’autres éléments structuraux. Ces amortisseurs dissipent la majeure partie de l’énergie sismique (figure 32). Pour protéger la structure des ruptures, il est évident que l’action prédéterminée et le nombre d’amortisseurs à friction visant à renforcer un bâtiment donné sont liés au système structural et au mouvement sismique. Plusieurs types d’amortisseurs à friction sont disponibles, comme les amortisseurs pour contreventement transversal, contreventement en diagonale et contreventement en chevron (figure 33). À titre d’illustration, la figure 33 présente des amortisseurs à friction à contreventement transversal installés. On a testé en laboratoire l’efficacité des amortisseurs à friction à réduire l'incidence des séismes. Filiatrault et Cherry (1986) ont étudié la performance d’une construction à ossature d’acier de trois étages, équipée d’amortisseurs à friction, en utilisant un simulateur de séisme. Aiken et coll. (1988) ont mené des essais similaires sur une construction à ossature d’acier de neuf étages. Dans les deux cas, les amortisseurs à friction produisent des résultats très satisfaisants relativement aux ossatures, même dans le cas de très fortes secousses. À partir de ces résultats, on a utilisé des amortisseurs à friction pour réhabiliter un certain nombre de bâtiments au cours des dix dernières années. On teste en laboratoire l’efficacité des amortisseurs à friction à réduire les effets sismiques. Ces amortisseurs assurent une résistance sans nuire au confort des occupants des bâtiments. Un certain nombre de vieux bâtiments sont déjà équipés d’amortisseurs à friction. Cependant, il reste à examiner le rendement de tels bâtiments lors de séismes réels.

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Figure 32 Action d’un amortisseur à friction : lorsque la tension exercée sur les contreventements force le mouvement de l’amortisseur, le mécanisme réduit l’autre contreventement et empêche le flambement (Friederichs, 1997)

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Figure 33 Amortisseurs à friction installés (il est possible de voir les contreventements le long du mur à l’arrière-plan de la photographie).

2.5.3 Amortisseurs visqueux En termes simples, les amortisseurs visqueux sont des tiges qui se déplacent selon un mouvement de va-et-vient dans un cylindre de liquide visqueux et qui libèrent l’énergie induite lors d’un séisme au moyen d’une friction entre la tige, le cylindre et le liquide. Les pièces communes d’un amortisseur visqueux sont une tige de piston solide en acier inoxydable imprégnée de Téflon®, un cylindre fermé et un liquide de travail, qui est généralement un liquide de silicone inerte placé en permanence dans une chambre étanche de l’amortisseur (Taylor et Constantinou, 2000). La figure 34 présente une illustration d’un amortisseur visqueux. On peut fixer les amortisseurs, comme les vérins à force, à une structure au moyen d’une chape de type montage sur goujons filetés ou d’un montage de plaque de base. La figure 35 présente un schéma d’un système de contreventement par amortisseur d’un bâtiment (Keller). Dans la figure 36, on présente un système de contreventement avec deux amortisseurs visqueux visibles à la base du contreventement (photographie fournie par Craig Keller de Taylor Devices, N. Tonawando, New-York). La force d’un amortisseur visqueux est fonction de la vitesse de course et peut être déphasée par des contraintes produites par le mouvement de la structure. La force de

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l’amortisseur diminue lorsque le déplacement de la structure est maximal (accélération nulle). On obtient le maximum de force de viscosité lorsque le déplacement de la structure est minimal ou que la structure reprend sa position initiale. La réponse en opposition de phase est une caractéristique très importante d’un amortisseur visqueux à liquide puisqu’elle aide à réduire simultanément les contraintes et la déformation d’un bâtiment. Figure 34 Coupe transversale d’un amortisseur visqueux à liquide type

(Taylor et Constantinou, 2000)

Figure 35 Illustration des contreventements par amortisseur visqueux d’un

bâtiment (Keller 1998)

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Figure 36 Système de contreventement en acier avec amortisseurs visqueux (photographie fournie par Keller de Taylor Devices, N. Tonawando, New-York).

2.5.4 Résumé Au cours des 20 dernières années, des technologies innovatrices comme les dispositifs de dissipation d’énergie et d’isolation à la base ont été développées, et elles ont servi à améliorer la performance sismique des bâtiments. Les dispositifs de dissipation d’énergie comme les amortisseurs visqueux et les amortisseurs à friction peuvent diminuer les dommages potentiels aux bâtiments en absorbant une quantité significative de l’énergie produite dans un bâtiment lors d’une secousse sismique. À la différence des dispositifs

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d’isolation à la base, on peut mettre en place des dispositifs amortisseurs passifs dans un plus grand nombre de structures. Depuis quelques années, une attention considérable est accordée à une technologie nouvelle et en évolution, principalement au Japon et aux États-Unis, qui introduit des dispositifs amortisseurs, des dispositifs d’activation de force, des capteurs et un traitement de l’information en temps réel. Pratiquement toutes les installations qui comprennent un tel système sont des nouveaux bâtiments construits au Japon. Des séismes ont déjà frappé la plupart de ces nouveaux bâtiments qui démontrent des performances prometteuses. Même si on prévoit mettre en œuvre une technique de contrôle de la structure pour en augmenter le comportement relativement à une amélioration des services et de la sécurité, on ne remet pas en cause l’applicabilité de cette technologie existante et en évolution dans le domaine du renforcement des bâtiments déjà construits. 2.6 Amélioration de la structure des bâtiments à l’aide de dispositifs d’isolation à

la base 2.6.1 Technique d'amélioration Dans le chapitre précédent, nous avons discuté des dispositifs amortisseurs et des systèmes d’absorption d’énergie qui aident à dissiper l’énergie induite par le sol au bâtiment lors d’un séisme. D’autres dispositifs peuvent servir à diffuser l’énergie induite lors d’un séisme avant que cette énergie ne soit transférée à la structure du bâtiment. Généralement, on appelle ces dispositifs des «isolateurs à la base». On peut utiliser ces dispositifs pour isoler la base d’un bâtiment du sol et ainsi réduire à un niveau acceptable les secousses du sol dans la structure du bâtiment. La figure 37 illustre l’effet d’un dispositif d’isolation à la base (Zenitaka Corporation, 2000). Les isolateurs à la base présentent généralement les caractéristiques suivantes :

• Mouvement de basse fréquence avec amortissement élevé; • Mécanisme sans entretien de déplacement latéral du bâtiment, réduisant l’énergie

(c.-à-d., la charge) transférée du sol vers la structure du bâtiment et permettant de retrouver la position d’origine après le séisme;

• Suffisamment flexible pour se déplacer latéralement et suffisamment rigide pour atténuer les charges à centre de gravité et rester immobile malgré des surcharges de vent.; et

• Pièces de fixation rigides entre la structure du bâtiment et la fondation. La figure 38 montre l’installation d’un isolateur à la base d’un poteau (Taylor et Gaines, 2000). Les trois types de coussinets d’isolation à la base généralement utilisés dans les bâtiments sont des coussinets en caoutchouc à laminés d’acier, des coussinets en caoutchouc à amortissement élevé et des paliers lisses. Ces trois coussinets ont le même effet, c.-à-d., ils permettent au bâtiment de bouger indépendamment du mouvement du sol.

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Figure 37 Effets d’une secousse sismique sur un bâtiment avec et sans isolation à la base (Zenitaka Corporation., 2000)

Figure 38 Installation d’un dispositif d’isolation à la base d’un poteau

(Taylor et Gaines, 2000)

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2.6.2 Coussinets en caoutchouc à laminés d’acier Les coussinets en caoutchouc à laminés d’acier se composent de couches alternées de caoutchouc et d’acier liées les unes aux autres autour d’un cylindre de plomb pur, inséré au centre de ces couches d’acier et de caoutchouc, comme le montre la figure 39 (DIS Inc., 2000). On moule les couches d’acier et de caoutchouc sous l’action de la pression et de la chaleur (procédé de vulcanisation) en une unité pour obtenir des laminés d’acier liés au caoutchouc. Le principe de ce type de coussinet est le suivant :

• Les couches en caoutchouc assurent un déplacement latéral, absorbent l’énergie induite lors du séisme, réduisent le transfert de charge du sol vers la structure du bâtiment et permettent de retrouver la position d’origine après le séisme.

• Les couches en acier assurent une capacité portante verticale du sol et un confinement du cylindre en plomb.

• Le cylindre en plomb arrête les déplacements latéraux de la structure sous des surcharges de vent, absorbe une partie de l’énergie sismique et contrôle le déplacement latéral de la structure.

Figure 39 Un coussinet en caoutchouc à laminés d’acier type (DIS Inc., 2000)

2.6.3 Coussinets en caoutchouc à amortissement élevé Comme les coussinets en caoutchouc à laminés d’acier, mais sans les couches d’acier alternées, les coussinets en caoutchouc à amortissement élevé se composent uniquement de couches de caoutchouc à amortissement élevé et d’un cylindre de plomb pur inséré au

60

centre des couches de caoutchouc. Différents degrés de mollesse du caoutchouc assurent différents niveaux de mouvement. Le principe de ce type de coussinet est similaire à celui des coussinets en caoutchouc à laminés d’acier, sauf que le caoutchouc modifié assure également une capacité portante verticale du sol et aide à confiner le cylindre en plomb. La mollesse plus importante des coussinets faits uniquement de caoutchouc assure un mouvement plus ample. Le cylindre en plomb absorbe une partie de l’énergie sismique, comme les coussinets en caoutchouc à laminés d’acier, et aide à contrôler le déplacement latéral de la structure. 2.6.4 Paliers lisses Les paliers lisses s’apparentent aux roulements à billes, et se composent d’une glissière qui se déplace latéralement pour permettre aux structures d’osciller légèrement d’un côté à l’autre. Les paliers lisses réduisent (isolent) la force sismique lorsque le sol est secoué horizontalement pendant un tremblement de terre, c’est-à-dire que seule la force de friction est transmise à la structure du bâtiment. Le poids de la structure force la glissière à revenir à sa position d’origine, c’est-à-dire, à recentrer le bâtiment à la fin d’un séisme. Un type commun de palier lisse est le coussinet oscillatoire à friction. Le coussinet oscillatoire à friction est un système relativement récent qui associe le mouvement oscillatoire et la friction pour réduire les forces sismiques dans une structure de bâtiment. En termes simples, le procédé de coussinet oscillatoire à friction est identique à celui d’une balle sur une plaque. Il consiste en une glissière, qui peut être fixée à la base ou au sommet du bâtiment, et d’une surface concave en acier inoxydable, comme l’illustre la figure 40(a) (Earthquake Protection Systems Inc., 2000). Une chemise en polytétrafluoréthylène ou PTFE de bas coefficient de friction est placée entre la glissière et la surface concave (figure 40(b)). Lorsque les forces sismiques sont supérieures au frottement statique, la glissière se déplace le long de la surface sphérique concave (figure 40(c)). Le mouvement de la glissière est similaire à celui d’un mouvement oscillatoire et permet également à la structure de s’élever. Au fur et à mesure que la glissière s’élève le long de la surface sphérique concave, la glissière développe une force de résistance latérale qui est égale à l’effet combiné d’une force de frottement dynamique et d’une force de rappel de la gravité. Cela assure l’amortissement nécessaire à l’absorption de l’énergie sismique.

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Figure 40 Coussinet oscillatoire à friction: a) Coupe d’un coussinet, b) Composants principaux d’un coussinet; c) Fonctionnement d’un coussinet (Earthquake Protection Systems, Inc., 2000)

(a)

(b)

(c)

2.6.5 Résumé Durant un séisme, les isolateurs de la base se déforment pour assurer des mouvements latéraux modérés de longue période et pour prévenir l’endommagement du bâtiment. Les isolateurs de la base jouent le rôle de couche flexible entre la fondation et le bâtiment; par conséquent, les mouvements du sol ont une incidence faible ou nulle sur la structure du bâtiment. L’isolation de la base est l’unique solution technique qui peut atténuer les accélérations importantes du sol et les mouvements entre les étages. La conception et l’installation d’un isolateur de la base nécessitent une analyse et une simulation sophistiquées de la structure ainsi que des pratiques précises en matière de

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construction. La technique des isolateurs de la base est plus généralement utilisée dans des bâtiments qui revêtent une importance sur le plan architectural et du patrimoine, de contenus de haute valeur et d’exigences opérationnelles spéciales. Des applications récentes notables des systèmes d’isolation de la base comprennent le renforcement des bâtiments du Parlement de la Nouvelle-Zélande, de la Cour d’appel des États-Unis à San Francisco, et des hôtels de ville d’Oakland et de San Francisco. La sélection des types appropriés d’isolateurs de la base pour des bâtiments en particulier nécessite une évaluation des caractéristiques du bâtiment, des normes de performance sismique et des coûts de construction. Il est par ailleurs nécessaire de prendre en considération le rendement et l’entretien à long terme des bâtiments. Par exemple, l’utilisation des isolateurs de la base est appropriée pour des bâtiments rigides mais est inappropriée pour des bâtiments flexibles. On peut ajouter des contreventements et des murs de contreventement pour assurer une rigidité suffisante de certains bâtiments et obtenir une isolation de la base appropriée. Puisque le caoutchouc peut durcir ou s’étirer, il est nécessaire d’effectuer des inspections périodiques des coussinets en caoutchouc afin de s’assurer en tout temps de sa souplesse. Comparativement aux coussinets en caoutchouc, les coussinets oscillatoires à friction offrent un profil abaissé (environ un tiers de la hauteur) et ne nécessitent généralement aucun entretien. Cependant, certains séismes peuvent entraîner un grippage d’une glissière sur les bords de la plaque ou un détachement de celle-ci. 2.7 Amélioration de la structure des bâtiments à l’aide d’un mur de

contreventement en tôle d’acier 2.7.1 Technique d'amélioration Le renforcement de la structure du bâtiment au moyen de diverses configurations de contreventements d’acier est un procédé relativement courant. On peut placer des contreventements pour obtenir des géométries diagonales, en chevron, en équerre ou en croix (X). Les renforcements peuvent être concentriques (fixés à l’assemblage poutre-poteau) ou excentriques (fixés à la poutre à une certaine distance de l’assemblage poutre-poteau). Les contreventements en acier, généralement soudés ou boulonnés à des assemblages rigides pour le transfert de charge, assurent un pouvoir porteur supplémentaire de l’ossature originale. Cependant, les contreventements en acier augmentent également la rigidité de l’ossature, attirant la charge supplémentaire vers la structure renforcée. Un nouveau système structural de charge latérale en acier appelé mur de contreventement en tôle d’acier (MCTA) actuellement mis au point au Canada dans les universités de l’Alberta et de la Colombie-Britannique, gagne en popularité en raison de la possibilité de l’utiliser pour améliorer la résistance aux séismes des bâtiments. Un élément MCTA est essentiellement un panneau revêtu d’une mince couche d’acier bordé par les éléments à large bride de l’ossature d’un poteau et d’une poutre. On présente dans la figure 41 le panneau d’un mur de contreventement en tôle d’acier type et sa représentation selon un modèle de bandes parallèles (Rezai, Ventura et Prion, 2000). On contrôle la résistance latérale du système par la résistance

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post-flambement des panneaux revêtus d’une mince couche d’acier et de l’ossature intégrale résistant aux moments. Des recherches expérimentales et analytiques approfondies ont démontré que le système MCTA possède des propriétés d’hystérèse stable et qu’il peut être un système d’ossature latérale très efficace pour absorber l’énergie. Figure 41 Panneau de contreventement en tôle d’acier et modélisation des bandes

(Rezai, Ventura et Prion, 2000)

2.7.2 Résumé De faibles coûts de fabrication prévus, un montage rapide et un bon potentiel d’absorption d’énergie font du système MCTA une solution de rechange très attrayante sur le plan de l’amélioration de la résistance aux séismes des bâtiments existants. Bien que le système MCTA soit facile à intégrer dans les ossatures en acier existantes, son adaptation dans les ossatures en béton en est encore au stade préindustriel. 2.8 Résumé Les techniques de renforcement d’un bâtiment visant à améliorer la performance sismique sont relativement nouvelles dans le milieu de la protection contre les séismes. Au cours des 20 dernières années, des progrès énormes ont été accomplis dans la recherche et le développement de technologies et de matériaux innovateurs visant à améliorer la performance sismique des bâtiments existants à l’aide d’un procédé de renforcement. On a également appliqué plusieurs technologies mises au point afin d’obtenir un renforcement sismique de nombreux bâtiments. Les nouvelles technologies relatives au renforcement sismique des bâtiments sont généralement regroupées en deux catégories, à savoir un système global et un système local. L’installation d’un système global comme des dispositifs amortisseurs, l’isolation à la base ou des murs de contreventement en tôle d’acier, a une incidence sur la réponse structurale globale

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en cas de séismes. Un système local, comme l’utilisation des matériaux composites en fibres, des chemises d’acier et des poteaux précontraints, améliore le rendement des éléments structuraux comme les poteaux, les poutres et les murs. Puisque tous les bâtiments sont différents, la sélection finale des technologies appropriées pour un bâtiment particulier ou de ses éléments structuraux dépend de plusieurs facteurs. Il faut s’assurer que la méthodologie est acceptable sur le plan technique (normes de performance), financier (rentabilité quant au coût de construction et aux pertes commerciales et de productivité) et social (prise en considération du patrimoine, de l’esthétique, etc.). Certaines technologies peuvent être plus efficaces pour prévenir des dégâts lors des séismes alors que d’autres technologies peuvent être plus rentables. Aujourd’hui, l’utilisation d’une combinaison de diverses technologies peut être plus avantageuse. On peut devoir installer des dispositifs amortisseurs (pour prévenir un oscillement trop important du bâtiment) et des isolateurs de la base (afin de s’assurer que le bâtiment oscille lors d’un séisme de forte magnitude). Au cours des dernières années, on s’est efforcé de mettre au point des nouvelles technologies de réduction des dangers sismiques dans les bâtiments. On a étudié de façon approfondie les matériaux nouveaux et les techniques et les systèmes de pointe, avant de les mettre en œuvre dans une moindre mesure lors de projets de renforcement sismique. L’écart entre les progrès de la recherche et les avantages conférés par les applications est principalement dû à des connaissances les plus récentes insuffisamment disponibles aux ingénieurs de la recherche et aux ingénieurs praticiens. Par conséquent, on n’a pas encore appliqué de solutions acceptables sur le plan social, économique et technique visant à tirer profit des avantages de l'utilisation des technologies innovatrices de réduction des dangers sismiques. On étudie dans le présent rapport les nouvelles technologies de renforcement sismique des bâtiments et on fournit à la collectivité du secteur de la protection sismique du Canada une base de connaissance très récente en matière d’atténuation sismique des bâtiments. 3.0 Partie C – Manuel de séléction en vue d’une évaluation sismique 3.1 Contexte En règle générale, un bâtiment passe par trois étapes avant d’être renforcé, à savoir la sélection, l’évaluation et le renforcement. La sélection permet de classer les bâtiments par ordre de priorité; on procède à une analyse détaillée des bâtiments dont les cotes de risque sont les plus élevées tandis qu’une telle étude n’est pas nécessaire pour les bâtiments dont les cotes de risque sont les plus basses. À l’aide d’une analyse détaillée, on détermine si un bâtiment requiert des travaux de renforcement ainsi que l’ampleur de ces travaux. On présente dans la figure 42 la procédure d’atténuation sismique relative à la sélection, à l’évaluation et au renforcement des bâtiments. La sélection nécessite d’évaluer les bâtiments pour établir leur niveau de risque sismique en suivant une procédure simplifiée dont l’objectif premier est de déterminer si un examen plus

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détaillé du bâtiment est requis, c’est-à-dire l’étape 2. Le «Manuel de sélection des bâtiments en vue de leur évaluation sismique, 1993» élaboré par l’Institut de recherche en construction du Conseil national de recherches du Canada (CNRC) présente la méthode de sélection généralement utilisée au Canada. Son objectif est d’établir un indice de priorité sismique (IPS) numérique, c’est-à-dire une catégorie de risque, qui est le résultat d’un indice structural et d’un indice non structural. La figure 43 illustre la méthode de sélection permettant de calculer l’IPS d’un bâtiment. On présente de plus amples renseignements sur la procédure dans la prochaine section de ce rapport. Les principaux facteurs dont il faut tenir compte lors de la détermination de la cote de sélection sont l’emplacement du bâtiment, les conditions du sol, le type de structure et son utilisation, les irrégularités évidentes de la structure du bâtiment, la présence ou l’absence de dangers non structuraux, l’âge du bâtiment et la priorité et les caractéristiques d’usage du bâtiment. L’édition de 1990 du Code national du bâtiment du Canada est l’ouvrage de référence en matière de sélection. Bien que l’on ait constaté que la méthode de sélection donne une bonne indication du niveau de risque «faible», «moyen» ou «élevé» pour la plupart des bâtiments, dans certains cas, le risque sismique relatif aux bâtiments situés dans des zones sismiques très actives étaient sous-estimés selon l’opinion d’un ingénieur sismique de TPSGC sur la sélection des bâtiments fédéraux en Colombie-Britannique. Les bâtiments construits dans des zones sismiques élevées et qui présentent un risque sismique moyen selon la méthode de sélection affichent un risque de rupture élevé si on les soumet à une évaluation détaillée. Une explication possible de ce phénomène est que le facteur de sismicité, le facteur de type d’élément structural et les catégories «faible, moyenne, élevée» doivent être peaufinés pour les bâtiments construits dans des zones sismiques très élevées. La méthode de sélection du CNRC s’appuie sur l’édition de 1990 du Code national du bâtiment du Canada ou CNBC 1990 (CNRC 1990). L’édition actuelle du CNBC a été publiée en 1995 (CNRC 1995). De plus, de nouvelles cartes de zonage sismique ont été élaborées et le Comité national canadien de génie sismique propose des normes en cas de séismes pour le nouveau code national axé sur les objectifs. Les écarts existant entre les normes du Code au cours des années peuvent avoir eu une incidence sur la validité de la méthode de sélection. Le présent rapport résume les conclusions de l’examen du manuel de sélection conformément au CNBC 1995, aux nouvelles cartes des zonages sismique et aux normes proposées en cas de séismes dans l’édition à paraître du CNBC, qui devrait être disponible en 2003.

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Figure 42 Procédure d'atténuation des effets reliés aux activités sismiques

(1) SÉLECTION (indice de priorité sismique, IPS)

IPS ≤ 10 Priorité d’évaluation «faible» 10 < IPS ≤ 20 Priorité d’évaluation «moyenne» IPS > 20 Priorité d’évaluation «élevée»

(2) ÉVALUATION

Amélioration nécessaire?

(3) Conception et construction pour amélioration

Inventaire

«moyenne» ou «élevée»

NON OUI

«faible»

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Figure 43 Méthode de sélection adoptée par le CNRC dans le cadre de l'élaboration de l'indice de priorité sismique

Sismicité, A = 1,0 à 4,0

Conditions du sol, B = 1,0 à 2,0

Type de structure, C = 1,0 à 3,5

Irrégularités de la structure du bâtiment, D = 1,0 à 4,0

Priorité du bâtiment, E = 1,0 à 3,0

Indice structural (IS) = A B C D E dex (SI) = A B C D E

Danger non structural, F= supérieur à F1 et F2 Dangers d’une chute pour la vie, F1 = 1,0 à 6,0

Dangers pour les opérations vitales, F2 = 1,0 à 6,0 Indice non structural (INS) = B E F

Indice de priorité sismique (IPS) = IS + INS s(SPI) = SSI +NSI

Roche, sol consistant, sol meuble, sol liquéfiable, sol inconnu

Zone sismique active

Bois, acier, béton, préfabriqué, remplissage de maçonnerie, maçonnerie

Exigences opérationnelles et usage

Verticale, horizontale, poteau court, étage ouvert, modifications, détérioration, aucune

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3.2 Paramétres de sélection La méthode employée par le manuel de sélection s’appuie sur les points suivants :

• la détermination des principales caractéristiques du bâtiment, son emplacement, son usage, etc.;

• les différents facteurs numériques relatifs aux paramètres déterminés au point (1); • l’indice de risque combiné, qui est essentiellement défini par le produit mathématique

de ces différents facteurs numériques. Des renseignements comme l’année de construction et le CNBC applicable sont les paramètres clés pour déterminer le risque sismique d’un bâtiment. Les renseignements sur les pratiques de conception et de construction du bâtiment existant sont associés aux différentes cotes des autres paramètres inclus dans le processus de sélection. Ces autres paramètres sont :

• la sismicité • les conditions du sol • le type de structure • les irrégularités de la structure du bâtiment • la priorité du bâtiment (usage) • les dangers non structuraux (sécurité des personnes et exigences opérationnelles)

3.2.1 Sismicité On détermine l’effet de sismicité à l’aide des données présentées dans le tableau 4 relativement à l’emplacement du bâtiment et au CNBC applicable. On calcule la sismicité d’un emplacement au moyen de la zone sismique active définie dans le CNBC 1990. La zone sismique active est égale à Zv (si Za est égale ou inférieure à Zv) ou à Zv+1 (si Za > Zv). Za est la zone sismique d’accélération et Zv est la zone sismique de vitesse d’un emplacement particulier au Canada. La valeur du paramètre sismique (A) peut être comprise entre 1,0 et 4,0. Tableau 4 Effet de la sismicité

Zone sismique active (Zv ou Zv + 1 si Za > Zv) Conception des

structures selon le

CNB 2 3 4 5 6

Avant 1965 1,0 1,5 2,0 3,0 4,0

1965-1985 1,0 1,0 1,3 1,5 2,0

A Sismicité

Après 1985 1,0 1,0 1,0 1,0 1,0

A=

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3.2.2 Conditions du sol On détermine l’effet de la condition du sol à l’aide des données présentées dans le tableau 5 relativement au type de sol dominant sous le bâtiment et au CNBC applicable. Le manuel de sélection tient compte de cinq catégories de sol, à savoir : la roche ou le sol consistant d’une profondeur de moins de 50 m, le sol consistant d’une profondeur de plus de 50 m, le sol meuble d’une profondeur de plus de 15 m, les sols liquéfiables ou extrêmement meubles et les sols de nature inconnue. La valeur du paramètre de condition du sol (B) peut être comprise entre 1,0 et 2,0. Tableau 5 Effet de la condition du sol

Catégorie de sol Conception des

structures selon le

CNB

Roche ou sol

consistant

Sol consistant>

50 m

Sol meuble >15 m

Sol extrêmement meuble ou sol

liquéfiable

Sol de nature

inconnue

Avant 1965 1,0 1,3 1,5 2,0 1,5

B Conditions du sol

Après 1965 1,0 1,0 1,0 1,5 1,5

B=

3.2.3 Type de structure On détermine l’effet du type de structure à l’aide des données présentées dans le tableau 6 relativement au type de système structural du bâtiment et au CNBC applicable. Dans le manuel de sélection, on prend en considération à la fois les matériaux et le système structural du bâtiment. Cette évaluation inclut les structures en bois, en acier, en béton, en préfabriqué, en remplissage de maçonnerie et en maçonnerie. La valeur du paramètre du type de structure (C) peut être comprise entre 1,0 et 3,5.

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Tableau 6 Effet du type de structure

Type et symbole de construction Bois Acier Béton Préfabriqué RM

* Maçonnerie Conception

des structures

selon le CNB OLB PPB OLA OAM OCA AMB OBM MCB OBP MBP AMR

BMR MAL MAB MNA

Avant 1970 1,2 2,0 1,0 1,2 1,5 2,0 2,5 2,0 2,5 2,0 3,0 2,5 3,5 1970-1990 1,2 2,0 1,0 1,2 1,5 1,5 1,5 1,5 1,8 1,5 2,0 1,5 3,5

C Type

de Struc-ture

Après 1990 1,0 1,0 1,0 1,0 1,0 1,0 1,0 1,0 1,0 1,0 1,0 1,0 —

C=

RM* = Remplissage de maçonnerie OLB = Ossature légère en bois PPB = Poteau et poutre de bois OLA = Ossature légère en acier OAM = Ossature en acier résistant aux

moments OCA = Ossature contreventée en acier AMB = Ossature en acier avec mur de

contreventement en béton OBM = Ossature en béton résistant aux

moments MCB = Mur de contreventement en béton OBP = Ossature en béton préfabriqué MBP = Murs en béton préfabriqué

AMR = Ossature en acier avec mur de contreventement en remplissage de maçonnerie

BMR = Ossature en béton avec mur de contreventement en remplissage de maçonnerie

MAL = Murs porteurs de maçonnerie armée avec toits ou planchers en support métallique ou en bois

MAB = Murs porteurs de maçonnerie armée avec diaphragmes en béton

MNA = Bâtiment de murs porteurs de maçonnerie non armée

3.2.4 Irrégularités de la structure du bâtiment L’effet des irrégularités de la structure d’un bâtiment est déterminé à l’aide des données présentées dans le tableau 4 relativement aux types d’irrégularités et au CNBC applicable. Les types d’irrégularités comprennent :

1. Irrégularité verticale (changements abrupts des dimensions dans le plan vertical) 2. Irrégularité horizontale (ossatures irrégulières du bâtiment dans le plan horizontal) 3. Poteaux courts en béton (poteaux limités par des murs, résultant en des poteaux de

faible longueur) 4. Étage ouvert (réduction importante de la rigidité entre les étages) 5. Compactage (séparation entre les bâtiments inférieure à 20 X Zv X nombre d’étages, en

mm) 6. Modifications majeures (changement de la fonction et de l’utilisation ou ajout

significatif) 7. Détérioration (éléments structuraux endommagés ou en mauvais état) 8. Aucun

On détermine le paramètre du type de structure (D) en calculant l’effet combiné de toutes les irrégularités de la structure du bâtiment. La valeur du paramètre D est comprise entre 1,0 et 4,0. Pour un bâtiment construit avant 1970 comportant des irrégularités verticales et

72

horizontales, le paramètre D = 1,3 X 1,5 = 1,9. Pour un bâtiment construit avant 1979 comportant des irrégularités horizontales, des poteaux courts en béton et un étage ouvert, le paramètre D = 1,5 X 1,5 X 2,0 = 6,0 ==> 4,0 (la valeur maximale de D est 4,0). Tableau 7 Effet des irrégularités de la structure du bâtiment

Conception des

structures selon le CNB

1. Verticale

2. Horizontale

3. Poteaux courts en

béton

4. Étage ouvert

5. Compactage

6. Modification

7. Détérioration

8. Aucune

Avant 1970 1,3 1,5 1,5 2,0 1,3 1,3 1,3 1,0

D

Irrégularités de la

structure d’un

bâtiment 1970-1990 1,3 1,5 1,5 1,5 1,3 1,0 1,3 1,0

D=

Nota : D = produit de toutes les valeurs applicables sélectionnées = 4,0 (maximum). 3.2.5 Priorité du bâtiment On détermine la priorité du bâtiment à l’aide des données présentées dans le tableau 8 relativement au type et à la densité d’usage du bâtiment et au CNBC applicable. Le paramètre de priorité du bâtiment tient compte du bâtiment du dispositif de protection civile et des exigences opérationnelles particulières. Selon le type et la densité d’usage du bâtiment, la valeur du paramètre de priorité du bâtiment (E) est comprise entre 0,7 et 3,0. Tableau 8 Effet de la priorité du bâtiment

Conception des

structures selon le

CNB

Usage bas

N<10

Usage normal

N = 10 à 300

École ou usage élevé

N = 301 à 3000

Bâtiment du dispositif de

protection civile Usage très élevé

N > 3000

Exigence opérationnelle

particulière

Avant 1970 0,7 1,0 1,5 2,0 3,0

Priorité du bâtiment

Après 1970 0,7 1,0 1,2 1,5 2,0

E

N = région habitée X densité d’usage X facteur de durée* Usage principale : Densité d’usage Heures hebdomadaires moyennes Lieu de réunion 1 5 à 50 Commerce, service personnel 0,2 50 à 80 Bureaux, établissement, manufacture 0,1 50 à 60 Aire résidentielle 0,05 100 Aire d'entreposage 0,01 à 0,02 100 *le facteur de durée est égal aux heures hebdomadaires moyennes d’usage par l’homme divisé par 100. Sa valeur ne peut être supérieure à 1,0.

E=

73

3.2.6 Dangers non structuraux L’effet des dangers non structuraux est déterminé à l’aide des données présentées dans le tableau 9 relativement au type de danger (sécurité des personnes ou exigences opérationnelles) et au CNBC applicable. On s’assure également de tenir compte particulièrement du type de structure (OAM – Ossature en acier résistant aux moments et OBM – Ossature en béton résistant aux moments) et des irrégularités de la structure du bâtiment (comme un étage ouvert et des irrégularités horizontales). La valeur du paramètre non structural (F) est la valeur maximale de F1 (dangers d’une chute pour la vie) et de F2 (dangers pour les opérations vitales). La valeur des paramètres F1 et F2 peut être comprise entre 1,0 et 6,0, c’est-à-dire que la valeur de F est comprise entre 1,0 et 6,0. Tableau 9 Effet des dangers non structuraux

OUI* – s’applique uniquement si on encercle un ou plusieurs des descripteurs suivants : OAM, OBM, étage ouvert, torsion (irrégularités horizontales). 3.2.7 Indice de priorité sismique On définit le système de cote au moyen d’un indice structural (IS) et d’un indice non structural (INS). L’IS décrit le risque possible lié à la structure du bâtiment et l’INS décrit le risque lié aux éléments non structuraux du bâtiment. On calcule l’indice structural (IS) à l’aide de la formule suivante :

IS = A • B • C • D • E

où les paramètres A, B, C, D et E décrivent respectivement la sismicité, les conditions du sol, le type de structure, les irrégularités de la structure du bâtiment et la priorité du bâtiment, tels qu’on les a présentés dans les sections 1.1 à 1.5.

On calcule l’indice non structural (INS) à l’aide de la formule suivante :

INS = B • E • F

où le paramètre F est la valeur maximale entre les paramètres F1 et F2 définis et déterminés dans la section 1.6 ci-dessus.

L’indice de priorité sismique, IPS, est égal à la somme de l’indice structural et de l’indice non structural, c’est-à-dire, IPS = IS + INS. L’indice de priorité sismique est défini par le risque

Dangers non structuraux Conception

des structures selon le CNB

Aucun Oui OUI*

Avant 1970 1,0 3,0 6,0 F1 Dangers d’une chute pour la vie Après 1970 1,0 2,0 3,0

F

F2 Dangers pour les opérations vitales

N’importe quelle année 1,0 3,0 6,0

F = max(F1, F2)

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sismique pour un bâtiment décrit selon les normes du CNBC 1990. Le manuel de sélection en vue d’une évaluation sismique précise que le risque sismique potentiel d’un bâtiment est respectivement faible, moyen et élevé lorsque l’IPS est inférieur à 10, est compris entre 10 et 20 et est supérieur à 20. Il est préférable de mener une évaluation détaillée d’un bâtiment lorsque l’IPS est supérieur à 15. Lorsque l’IPS d’un bâtiment est supérieur à 30, on doit considérer élevés les risques associés à un tel bâtiment et immédiatement évaluer sa performance sismique. 3.3 Effets des changements entre le CNBC 1990 et CNBC 1995 sur les

paramétres de sélection Le Code national du bâtiment du Canada est continuellement modifié et amélioré. Tous ces changements ont une incidence sur les effets sismiques du cisaillement à la base d’une structure conçue, c’est-à-dire, sur la force sismique latérale totale. Des changements importants ont toutefois été introduits dans les éditions de 1985 et de 1990 du CNBC. On peut illustrer ces changements en prenant en considération les spécifications relatives à ces cisaillements. Dans l’édition de 1985 du CNBC, le cisaillement à la base, V, était décrit de la façon suivante : V = vSKIFW où, v = le rapport de vitesse de la zone, S = le coefficient de réponse sismique, K = le coefficient du système structural, I = le coefficient de priorité (1 pour un bâtiment de priorité normale), F = le coefficient de fondation (1 pour des bâtiments construits sur de la roche ou sur un sol

consistant), et W = la charge permanente. On note que dans les éditions antérieures à 1985, la zone sismique d’accélération représentait le risque sismique d’une région (ou d’une zone) donnée, et que les effets du mouvement sismique sur la force latérale totale étaient représentés par le coefficient de réponse sismique, défini par une courbe simple pour toutes les périodes des éléments structuraux. Dans l’édition de 1985 du CNBC, le risque sismique d’un emplacement donné était représenté par deux paramètres, c’est-à-dire, par le rapport d’accélération de la zone, a, et le rapport de vitesse de la zone, v. Le rapport de la zone d’accélération représentait le rapport de la valeur de l’accélération horizontale maximale au sol avec une probabilité de dépassement de 10 p. 100 en 50 ans, exprimée par rapport à l’accélération de 1 g. De même, le rapport de vitesse de la zone représentait le rapport de la valeur de la vitesse horizontale maximale au sol avec une probabilité de dépassement de 10 p. 100 en 50 ans, exprimée par rapport à l’unité 1 m/s. Dans l’édition de 1985 du CNBC, le coefficient de réponse sismique, S, était représenté par une courbe simple pour les périodes des éléments structuraux, T, supérieures à 0,5 s et avec S = 1,5/T1/2. Pour des périodes inférieures à 0,5 s, le coefficient S était représenté par trois embranchements liés à trois intervalles de rapports de la zone d’accélération sur la zone de

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vitesse, a/v (c’est-à-dire, a/v > 1, a/v = 1, et a/v < 1). Ces trois embranchements sont définis ci-dessous :

• Pour des zones où le rapport a/v > 1, on représente le coefficient S par un plateau à un niveau de 4,2 pour des périodes inférieures à 0,25 s, et par une diminution linéaire de 4,2 à 2,1 entre les périodes de 0,25 à 0,5 s respectivement;

• Pour des zones où le rapport a/v = 1, le plateau est au niveau 3,0 et la valeur du coefficient S diminue de 3,0 à 2,1 entre les périodes de 0,25 à 0,5 s respectivement; et

• Pour des zones où le rapport a/v < 1, la valeur du coefficient S est de 2,1 pour toutes les périodes inférieures à 0,5 s.

À titre d’exemple, on définit les coefficients de réponse sismique pour Montréal et Vancouver qui représentent respectivement des emplacements de risque sismique dans l’est et l’ouest du Canada, de la façon suivante :

• Pour Montréal, a/v > 1 (c.-à-d., a = 0,2 et v = 0,1), et la courte période du plateau du coefficient S correspond au niveau 4,2; et

• Pour Vancouver, a/v = 1 (c.-à-d., a = v = 0,2), et le plateau du coefficient S correspond au niveau 3,0.

Pour des périodes supérieures à 0,5 s, le coefficient S de ces deux villes est identique, c.-à-d., S = 1,5/T1/2. Dans l’édition de 1990 du CNBC, on calcule le cisaillement à la base à l’aide de la formule suivante : V = (Ve/R)U, où, U = 0,6 est un facteur d’étalonnage; R = le facteur de modification de force (valeurs comprises entre 1 et 4); and Ve = la force sismique latérale élastique, calculée à l’aide de la formule suivante Ve = vSIFW dans laquelle les paramètres v, S, I, F et W ont la même signification que dans l’édition de 1985 du CNBC. Il est important de noter que l’on a introduit le facteur U dans cette équation afin d’étalonner le cisaillement à la base dans le CNBC de 1990 par rapport au CNBC de 1985. Les cartes de zonage sismique sont identiques à celles présentées dans l’édition de 1985 du CNBC. Autrement dit, le cisaillement à la base est pratiquement identique dans ces deux éditions du CNBC. Aucun nouveau changement n’a été apporté depuis 1990 et l’édition actuelle du CNBC est pratiquement identique à celle de 1990. Par conséquent, les paramètres de sélection présentés dans le CNBC de 1990 sont toujours valides.

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3.4 Effets des normes en cas de sèismes proposées (pour le CNBC-2003) sur les paramétres de sélection

Le Comité national canadien de génie sismique a récemment pris en considération un nouveau niveau de risque dans le prochain cycle du Code. Le nouveau niveau de risque est basé sur une probabilité de dépassement de 2 p. 100 en 50 ans, et pourrait être mis en œuvre dans l’édition à paraître du Code au moyen de spectres de péril uniforme propres aux sites. Pour établir le nouveau niveau de risque, on a pris en considération la nouvelle génération des cartes de zonage sismique produites par la Commission géologique du Canada (CGC). La prochaine édition du Code devrait être disponible en 2003. Les changements proposés entraîneront une divergence substantielle sur le plan de la pratique de conception actuelle, qui s’appuie sur les dispositions du CNBC 1995. Ces changements peuvent avoir une incidence importante sur les paramètres de sélection. Un aspect important des changements proposés dans le CNBC, autre que le nouveau niveau de risque, est l’utilisation des spectres de péril uniforme (SPU) pour déterminer un cisaillement à la base d’origine sismique. Le niveau de risque sismique pris en considération dans les normes de conception du CNBC 1995 s’appuie sur un tremblement de terre dont la probabilité de dépassement est de 10 p. 100 en 50 ans. On a introduit ce niveau de risque dans le processus de conception d’après un spectre de réponse idéale calculé à partir de l’accélération maximale au sol et de la vitesse maximale au sol d’une région sismique donnée. Cependant, le CGC a montré que lorsqu’on utilise une période de récurrence relative à une certaine probabilité de dépassement pour indiquer un niveau de risque, celui-ci change en fonction de l’accélération spectrale maximale pour différentes vitesses dans différentes régions du Canada. Par exemple, l’accélération spectrale maximale ne varie pas aussi rapidement en fonction de la période de récurrence à Vancouver, représentant l’ouest du Canada, qu’à Montréal, représentant l’est du Canada. Par conséquent, on peut trouver des niveaux de risque différents dans diverses régions du Canada lorsque l’on se base sur des valeurs spectrales maximales pour obtenir le spectre de conception. Dans sa nouvelle approche, le CGC a récemment proposé d’utiliser des spectres de péril uniforme (SPU) propres aux sites. Les SPU ont été produits pour divers emplacements au Canada et pour différents niveaux de risque. Ces courbes spectrales fournissent une réflexion sismique plus précise de la sismicité au Canada et peuvent conduire à une détermination plus réaliste des normes en cas de séismes. Au moment de la préparation de ce document, on n’a pas encore définitivement arrêté les dispositions relatives à la conception sismique des structures dans l’édition à paraître du CNBC de 2003. Cependant, on prépare un document préliminaire contenant certaines recommandations discutées dans les paragraphes ci-dessous, et qui seront publiées à des fins d’examen et de commentaires du public. À la suite de la rétroaction de ce processus d’examen, on pourra apporter certaines modifications afin d’améliorer le document. Par conséquent, on ne peut pas fournir une évaluation exacte de l’incidence des prochains changements apportés dans le CNBC 2003. Cependant, il est possible de fournir une estimation approximative de leur incidence sur le processus de sélection en vue d’une évaluation sismique. Les recommandations provisoires relatives au CNBC 2003 comprendront probablement la force sismique latérale minimale, V, calculée à l’aide de la formule suivante :

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V = S(T) Mv I W / (Rd Ro) où la valeur de V ne devrait pas être inférieure à : S(2,0) Mv I W / (Rd Ro) S(T) est la valeur de référence de l’accélération spectrale et est déterminée comme suit : S(T) = FaSa(0,2) pour T ≤ 0,2 s S(T) = FvSa(0,5) ou FaSa(0,2), la valeur la plus basse pour T = 0,5 s S(T) = FvSa(1,0) pour T = 1,0 s S(T) = FvSa(2,0) pour T = 2,0 s S(T) = FvSa(2,0) / 2 pour T ≥ 4,0 s On peut réaliser une interpolation linéaire des valeurs intermédiaires de la période du mode fondamental T. Les coefficients d’accélération Fa et de vitesse Fv sont définis comme une fonction de la classification du sol du site et des valeurs d’accélération spectrale de référence. On définit la classification du sol comme «roche dure», «roche», «sol très dense et roche tendre», «sol consistant», «sol meuble» et «autres». Cette dernière catégorie décrit un sol liquéfiable, des argiles à haute sensibilité et des argiles sensibles ainsi que d’autres sols susceptibles de présenter un risque de glissement ou d’effondrement sous une charge sismique. Sa(T) est l’accélération de réponse spectrale amortie de 5 p. 100 pour une période T et est calculée à partir d’une probabilité de dépassement de 2 p. 100 en 50 ans. Les valeurs Sa(T) sont obtenues à partir des SPU propres aux sites. Les coefficients Mv et J représentent respectivement les effets de mode les plus élevés et le coefficient de réduction du moment de renversement. Les valeurs des coefficients Mv et J sont exprimées comme une fonction de la période T et sont également déterminées par le rapport de l’accélération spectrale de 0,2 s sur 2,0 s. [Sa(0,2)/Sa(2,0)]. On présente ces coefficients pour trois types différents d’éléments structuraux, à savoir «Ossatures résistant aux moments ou murs doublés», «Ossature contreventée» et «Murs, système à ossature murale et autres systèmes». Les effets de mode les plus élevés sont plus importants dans des structures murales lors de plus grandes périodes. Dans les éditions de 1990 et de 1995 du CNBC, Wp représente le poids de l’ouvrage. On obtient la force du calcul inélastique en divisant le numérateur de l’équation ci-dessus, qui représente la force de cisaillement du calcul élastique, par les facteurs de ductilité et de résistance supérieure à la capacité actuelle, Rd et Ro. Comparativement aux éditions précédentes du CNBC, on a retiré le facteur d’étalonnage (U = 0,6) de l’expression du cisaillement à la base puisque la résistance supérieure à la capacité actuelle des structures devant être introduite dans ce facteur d’étalonnage est prise en compte dans le facteur Ro, et que le changement du niveau de risque compensé pour l’étalonnage doit être conforme aux précédentes applications réussies. Le coefficient de priorité, I, est égal à 1,5 pour des bâtiments du dispositif de protection civile, à 1,3 pour les écoles et à 1,0 pour tous les autres bâtiments.

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Une comparaison des valeurs calculées des cisaillements statiques à la base présentées dans les dispositions proposées et dans le CNBC 1995 montre certains écarts. Bien que la majorité des valeurs semblent comparables, certains écarts peuvent être très importants. Les régions pour lesquelles de tels écarts existent sont limitées à quelques régions à population éparse dans l’Ouest et dans des régions à faible risque sismique dans l’Est. On devrait évaluer l’incidence de ces écarts lorsque ces nouvelles dispositions seront arrêtées. Il se peut que l’aspect le plus significatif des dispositions proposées soit l’utilisation d’une approche entièrement différente et des classifications différentes pour ce qui est des valeurs spectrales, des types de sol, des caractéristiques de capacité actuelle des différents types de structure, de même que la classification de la priorité du bâtiment. En plus des modifications apportées au calcul des charges statiques équivalentes, on s’assure de l’importance des procédures d’analyse dynamiques dans les dispositions du Code proposées. À la différence des éditions précédentes du CNBC, l’édition proposée détermine qu’il faut utiliser une analyse dynamique comme principale méthode d’analyse, limitant l’analyse des charges statiques équivalentes aux structures régulières, même si le cisaillement à la base minimal établi lors de l’analyse dynamique est limité à 80 p. 100 de la valeur basée sur les charges statiques équivalentes. On a également introduit dans le CNBC, et ce pour la première fois, l’analyse dynamique non linéaire dans les dispositions proposées du Code comme une procédure qui nécessite une étude particulière. L’amélioration de ces techniques d’analyse devrait permettre de réaliser une conception sismique des bâtiments plus précise. Si l’on se fie à la présentation antérieure des révisions proposées relativement aux dispositions sismiques du CNBC, il est clair que la prochaine édition du Code diffèrera considérablement des précédentes. Cela requiert une révision des paramètres de sélection existants et un nouveau document de sélection. 3.5 Résumé et conclusions Seule la procédure de sélection en vue d’une évaluation sismique élaborée par le CNRC est actuellement en vigueur au Canada pour la sélection des bâtiments dans le cadre du processus d’évaluation sismique. Cette procédure est brièvement présentée dans un document publié par le CNRC (1993) et comprend l’emplacement du bâtiment, les conditions du sol, le type de structure et son utilisation, les irrégularités évidentes de la structure du bâtiment, la présence ou l’absence d’éléments non structuraux présentant un danger, l’âge du bâtiment, la priorité et les caractéristiques d’usage du bâtiment, c’est-à-dire les principaux facteurs dont il faut tenir compte lorsque l’on détermine la cote de sélection. L’édition de 1990 du Code national du bâtiment du Canada est l’ouvrage de référence en matière de sélection. L’édition actuelle du CNBC a été publiée en 1995 (CNRC 1995). Dans le présent rapport, on évalue les dispositions du CNBC 1995 en ce qui a trait à la conception sismique afin de déterminer la portée des changements selon leur incidence sur la procédure de sélection à des fins d’évaluation sismique du CNRC. On conclut que les changements apportés à l’édition de 1995 ne sont pas suffisamment importants pour annuler le document de sélection du CNRC. De plus, on examine le projet des dispositions sismiques présenté par le Comité national canadien de génie sismique ayant trait au nouveau Code national axé sur les objectifs afin

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d’évaluer leur incidence sur le processus de sélection existant. Cela suppose que les révisions des méthodologies de sélection du CNRC 1993 pourraient être nécessaires pour représenter l’incidence qu’auront les nouvelles dispositions à paraître sur les procédures de sélection en vue d’une évaluation sismique employées au Canada.

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