CHAPITRE 4 EXPÉRIMENTATION D’UN ENTRETOISEMENT EN …csidoc.insa-lyon.fr/these/2004/sieffert/12_chapitre_4.pdfThèse : l’entretoisement des ponts mixtes multipoutres ferroviaires

chapitre 4

Thèse : l’entretoisement des ponts mixtes multipoutres ferroviaires Yannick SIEFFERT INSA de Lyon 2004

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CHAPITRE 4

EXPÉRIMENTATION D’UN ENTRETOISEMENT EN BETON ET VALIDATION NUMERIQUE

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SOMMAIRE DU CHAPITRE 4

1. INTRODUCTION ........................................................................................................ 136 2. DÉFINITION DES EXPÉRIMENTATIONS .............................................................. 137 2.1. But de l’expérimentation........................................................................................... 137 2.2. Facteur d’echelle ....................................................................................................... 137 2.3. Présentation de la structure ....................................................................................... 137 2.3.1. Etude locale de la connexion ......................................................................... 138 2.3.2. Les poutres métalliques ................................................................................. 141 2.3.3. Le diaphragme béton ..................................................................................... 143 2.3.4. La dalle béton ................................................................................................ 144 2.3.5. Les conditions d’appuis ................................................................................. 145 2.3.5.1. appuis Est .................................................................................................. 145 2.3.5.2. appuis Ouest.............................................................................................. 146 2.3.6. Configuration du chargement ........................................................................ 146 2.3.7. Instrumentation.............................................................................................. 148 2.3.7.1. Mesures des flèches .................................................................................. 148 2.3.7.2. Mesures de déformations .......................................................................... 148 2.3.7.3. Capteurs acoustiques................................................................................. 149 3. COMPARAISON DES RÉSULTATS EXPÉRIMENTAUX SOUS UN CHARGEMENT ÉQUIVALENT À L’UIC ......................................................................... 149 3.1. Analyse globale......................................................................................................... 150 3.1.1. Les flèches ..................................................................................................... 150 3.1.2. Les réactions d’appuis ................................................................................... 151 3.2. Analyse locale ........................................................................................................... 152 3.2.1. Déformations dans la dalle ............................................................................ 153 3.2.2. Déformations dans le diaphragme en béton .................................................. 154 3.3. Conclusion sur l’impact d’un diaphragme................................................................ 156 4. L’ESSAI A LA RUPTURE AVEC DIAPHRAGME BÉTON .................................... 156 4.1. Analyses globales...................................................................................................... 157 4.1.1. Les flèches ..................................................................................................... 157 4.1.2. Les décollements entre les semelles des poutres et le diaphragme ............... 159

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4.2. Analyses locales........................................................................................................ 160 4.2.1. Les armatures de la dalle ............................................................................... 160 4.2.2. Déformations du diaphragme ........................................................................ 161 4.2.3. Déformations des semelles inférieures des poutres....................................... 162 4.2.4. Fissuration de la travée Nord......................................................................... 163 5. L’ÉMISSION ACOUSTIQUE ..................................................................................... 163 5.1. Préambule.................................................................................................................. 163 5.1.1. Caractéristiques générales de l’émission acoustique..................................... 164 5.1.2. Appareillage et acquisition des données........................................................ 164 5.1.3. Caractéristiques exploitables de l’émission acoustique ................................ 165 5.1.4. Localisation de l’émission ............................................................................. 165 5.2. Résultats de l’emission acoustique ........................................................................... 166 6. CONCLUSIONS .......................................................................................................... 169

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1 INTRODUCTION Dans le chapitre précédent, nous avons déterminé que l’entretoisement intermédiaire permettait d’empêcher la respiration des poutres qui peut apparaître pour des vitesses critiques du TGV circulant à sa vitesse commerciale. De plus, dans une situation accidentelle comme celle d’un choc de véhicule hors gabarit sur une poutre principale, l’entretoisement intermédiaire permet de maintenir le pont dans son domaine élastique et il répartit les forces du choc sur l’ensemble des appareils d’appuis. L’entretoisement intermédiaire augmente donc la pérennité de l’ouvrage et améliore le comportement mécanique de celui-ci par rapport à un pont dépourvu d’entretoisement. Dans le cadre d’un développement durable et en appliquant le principe de précaution, l’entretoisement intermédiaire doit être conservé. Cependant, comme nous l’avons montré au chapitre 1, l’entretoisement d’un pont augmente de façon importante le coût global de l’ouvrage. En particulier, la connexion entre l’entretoisement et les montants des poutres nécessite la réalisation de soudures onéreuses sur le chantier. De plus, ces soudures doivent être vérifiées tout au long de la vie de l’ouvrage. Partant de ces constats, nous nous sommes alors interrogés sur la faisabilité d’un entretoisement moins contraignant à réaliser sur le chantier et moins onéreux à mettre en place. Tout naturellement nous avons alors pensé à la réalisation d’un entretoisement en béton dont la connexion avec les poutres ne nécessiterait pas de soudure. Le concept d’une entretoise en béton est prometteur car sa réalisation est aisée : elle pourrait être coulée en même temps que la dalle du tablier et elle ne nécessiterait alors que peu d’interventions supplémentaires lors de la réalisation de la dalle. Cependant elle doit être connectée aux poutres principales et l’analyse de cette connexion est nécessaire afin de valider son concept. La conception d’une entretoise en béton est très proche d’un autre thème de recherche du projet national MIKTI sur le raboutage des poutres principales, qui consiste à solidariser deux parties d’une poutre en acier à l’aide d’un chevêtre en béton armé [LAC.01]. Dans un premier temps, nous avons étudié, sur des tronçons de poutres, différentes possibilités de connexion entre les âmes des poutres métalliques et le diaphragme en béton : des connexions à l’aide de goujons ou des connexions à l’aide des armatures du diaphragme qui traversent l’âme des poutres. Ces deux types de connexions sont utilisés usuellement dans le domaine des ouvrages d’art mixtes. Les goujons assurent habituellement la connexion de la dalle avec les semelles supérieures des poutres métalliques (transmission des efforts de cisaillement) tandis que les armatures traversantes connectent le béton aux poutres dans les ponts à poutrelles enrobées. Cette étude locale de la connexion nous a permis ensuite de déterminer la connexion la plus performante et de l’utiliser sur une structure quadripoutre à échelle réduite. Dans un second temps, nous avons conçu une structure de laboratoire représentant à échelle réduite le quadripoutre mixte de Bonpas. Cette structure nous permet de réaliser un comparatif du comportement global de l’ouvrage avec ou sans diaphragme en béton. Ces expérimentations sont confrontées à la modélisation numérique afin de juger la pertinence des modèles numériques et de la méthode utilisée. Ces essais ont été effectués sur la dalle d’essai de l’INSA de Lyon en partenariat avec la SNCF – direction de l’ingénierie département des ouvrages d’art de la SNCF, les laboratoires URGC structures et GEMPPM de l’INSA de Lyon et la société Arcelor dans le cadre du programme MIKTI.

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Ce chapitre est divisé en trois parties. La première présente le banc d’essai et les caractéristiques de la maquette du pont réalisée au laboratoire. La suivante compare les essais avec et sans diaphragme sous une charge équivalente à l’UIC afin de qualifier l’impact du diaphragme. La dernière analyse le comportement du pont avec un diaphragme en béton jusqu’à la ruine de l’ouvrage. 2 DÉFINITION DES EXPÉRIMENTATIONS

2.1. BUT DE L’EXPÉRIMENTATION

L’expérimentation réalisée sur la dalle d’essai de l’INSA de Lyon a pour objectif de qualifier le comportement d’un diaphragme en béton et de juger de la pertinence de cette solution. Dans cette optique, il nous a semblé judicieux de comparer le comportement mécanique d’une structure comportant un diaphragme en béton à mi-portée avec une structure ne comportant aucun entretoisement intermédiaire. Pour juger le comportement de notre structure comportant un diaphragme en béton, nous la sollicitons à différents niveaux de chargement. Tout d’abord nous la solliciterons pour des charges normales d’exploitation et de dimensionnement (TGV et UIC) puis pour des charges menant à la ruine de la structure.

2.2. FACTEUR D’ECHELLE La qualification de l’entretoisement intermédiaire est aussi réalisée par rapport aux dimensions du pont de la bretelle d’accès de Bonpas (voir chapitre 2). Une structure de laboratoire à échelle réduite, représentative de cet ouvrage, est fabriquée. Le choix du facteur d’échelle est prédominant sur la réponse de la structure. Ce facteur doit être suffisamment faible pour permettre à la structure testée d’être le plus proche possible du fonctionnement d’un ouvrage réel. En particulier, l’impact du facteur d’échelle est prédominant sur la réponse de la dalle en béton. En effet, la taille des granulats ne peut être réduite de façon trop importante sous peine de modifier complètement la matrice cimentaire et ainsi le comportement du béton. Nous avons donc cherché à construire la structure la plus grande possible afin d’utiliser une granulométrie du béton proche de la réalité tout en étant capable de bétonner de façon satisfaisante les détails de petits volumes et d’accès difficile. Les limites de taille et de poids de notre maquette étant assujettie aux capacités de la dalle d’essai, le facteur d’échelle retenu fut de 1/5 [SIE.03] : à cette échelle, le pont de Bonpas a une longueur de 6m et une largeur de 2,56 m.

2.3. PRÉSENTATION DE LA STRUCTURE Comme nous venons de le montrer, le corps d’épreuve que nous avons réalisé est de par sa taille et son poids une structure exceptionnelle pour le domaine de la recherche expérimentale en laboratoire. Comme toute construction exceptionnelle, elle se devait d’être unique car son coût et son temps de réalisation nous imposaient de n’en construire qu’une seule. Afin de rentabiliser au maximum notre corps d’épreuve et d’obtenir des résultats expérimentaux sur l’impact de la présence ou non d’une entretoise intermédiaire sur un quadripoutre tout en validant le concept d’une entretoise en béton, nous avons réalisé une structure un tiers plus longue comportant un diaphragme en béton au tiers de sa portée. Cette position du diaphragme nous permet de réaliser deux types d’essais distincts sur le même corps d’épreuve

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en modifiant la position des appuis. Ainsi, la première configuration nous permet de tester la structure sans diaphragme et la deuxième avec le diaphragme en béton (fig. 4.1).

Figure 4.1 : Configuration de notre structure Les dimensions du diaphragme en béton n’étant pas connues à priori, nous avons effectué son dimensionnement suivant les règles de l’Eurocode 2 [SIE.03]. Tout d’abord, nous avons recherché la charge de la structure qui conduirait à la limite de la résistance plastique de la poutre la plus sollicitée en considérant la répartition transversale du chargement suivant la théorie de Courbon [COU.40]. Puis à partir de cette charge, nous avons pu obtenir le moment maximum dans le diaphragme. Ensuite, en tenant compte de la nature du béton (B32), nous avons dimensionné le diaphragme : ce dernier a une largeur de 20 cm, une hauteur de 34,6 cm et une section d’acier de 2HA20 en fibre inférieure. A partir des dimensions des poutres métalliques et du diaphragme intermédiaire, nous avons recherché la connexion la plus performante entre les âmes des poutres et le diaphragme en réalisant des tests spécifiques sur des petits tronçons de poutres. 2.3.1 Etude locale de la connexion Pour effectuer cette analyse locale de la connexion, nous avons isolé de notre structure multipoutre (fig. 4.2), un tronçon d’une poutre métallique avec le diaphragme en béton de part et d’autre de ce tronçon (fig. 4.3). Dans un quadripoutre, la connexion du diaphragme en béton avec les poutres métallique est soumise à une flexion longitudinale différentielle des poutres : ceci conduit, dans le diaphragme, à de la flexion transversale. Partant de ce constat, nous avons décidé de tester la connexion en sollicitant le diaphragme en flexion 3 points et en appuyant sur la semelle supérieure de la poutre (fig. 4.4).

Appui du chargement 2Appui du chargement 1 Appui du chargement 1

0,68

Chargement 2 Chargement 1

2,21

Appui du chargement 2

9,54

6,00

6,00

Entretoise béton

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Figure 4.2 : Vue globale d’un diaphragme en béton sur un quadripoutre

Figure 4.3 : Détail entre la poutre métallique principale et le diaphragme en béton

Figure 4.4 : Validation de la connexion par un essai de flexion 3 points Nous avons retenu quatre types de connexions différentes représentées à la figure 4.5. Les goujons utilisés sont tous des Dn 50 (hauteur 50 mm et diamètre de la tête 25 mm). Les trous dans l’âme métallique ont un diamètre de 40 mm afin d’assurer le passage de granulats lors du coulage du béton puisque les armatures traversantes ont un diamètre de 20 mm et que la taille des granulats est inférieure à 10 mm. Ces quatre poutres en béton armé connectées avec un tronçon IPE 360 sont comparées à une poutre en béton armé sans aucune discontinuité. L’ensemble des dimensions de ces poutres est exposé dans le rapport de stage de D.E.A (Diplôme d’Etude Approfondie) de Vincent Fagot [FAG.04].

P

l = 1,90

poutre béton armé h = 0,346 m b = 0,200 m

IPE 360

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(a) (b) (c) (d)

10 connecteurs

soudés en 2 files de 5, directement sur

l’âme

4 armatures traversant l’âme du profilé (2 en haut et

2 en bas)

6 connecteurs sur 2 platines verticales, et

4 sur l’âme

4 armatures traversantes, avec 6 connecteurs sur 2 platines verticales

Figure 4.5 : Différents types de connexions envisagées Pour déterminer la meilleure connexion, nous avons tracé la courbe charge-flèche obtenue pour chaque configuration lors de l’essai de flexion trois points. La solution la plus performante est celle des armatures traversantes (fig. 4.6). Son comportement est équivalent à celle de la poutre en béton continue sans profilé métallique. Le début de plastification des aciers est obtenu pour la même charge de 200 kN. La connexion de type goujon est peu performante. La connexion réalisée à partir des goujons positionnés uniquement sur l’âme (fig. 4.5 (a)) arrive à la rupture rapidement car les goujons travaillent à l’arrachement. Pour la solution (c), les goujons sont positionnés sur l’âme de la poutre métallique et sur les platines verticales. Bien que ces goujons travaillent au cisaillement, le comportement de cette connexion est mauvais car le béton se fissure rapidement autour des goujons (cône d’arrachement). Ce phénomène pourrait être pallié par l’utilisation de goujons plus longs et avec une tête plus large. Malheureusement, la taille de nos poutres métalliques ne nous permettait pas de souder convenablement des goujons de tailles supérieures. Cependant, dans le cas réel, les dimensions des poutres métalliques permettraient la mise en place de goujons assurant une meilleure liaison avec le béton. Nous sommes donc confrontés ici au difficile problème de la représentativité de nos structures à échelle réduite et nous ne pouvons donc pas conclure que la connexion de type goujon soit réellement à proscrire. Pour connaître rigoureusement la raideur d’une telle connexion, nous aurions dû effectuer cette comparaison des différents types de connexion sur des structures à échelle 1. Cependant l’objectif de ces essais sur la connexion était de trouver une connexion performante afin de l’utiliser sur notre ouvrage multipoutre. Cet objectif fut atteint puisque les solutions à base d’armature traversante ont la même raideur que la poutre continue en béton armé.

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141

0

50

100

150

200

250

300

0 3 6 9 12 15 18Déplacement (mm)

Eff

ort (

kN)

goujons âme (a) armatures traversantes (b)

goujons âme + platine (c) armatures traversantes + goujons (d)

poutre continue

Figure 4.6 : Comparaison des différentes connexions Ainsi nous utilisons la connexion réalisée par les armatures traversantes et les platines verticales (fig. 4.5 (d)) sur notre structure quadripoutre. La présence de platines munies de goujons n’améliore pas la rigidité mécanique de l’assemblage (fig. 4.6) mais elle permet de simplifier le coffrage en offrant des zones d’attache. Ces platines ont aussi l’avantage de protéger la connexion en réalisant un caisson métallique étanche à toute infiltration d’eau. De plus, et c’est la raison la plus importante, les raidisseurs verticaux empêcheront la vibration des poutres sur un ouvrage réel lors du passage du TGV à certaines vitesses critiques (voir chapitre 3). Ainsi les armatures traversantes ne seront probablement pas sollicitées pour bloquer la respiration des poutres, ce qui devrait nous prémunir des risques de fatigue de l’assemblage. A partir de cette analyse locale de la connexion, nous pouvons poursuivre la présentation de notre structure quadripoutre. 2.3.2 Les poutres métalliques Le corps d’épreuve est composé de 4 poutres métalliques IPE 360 en acier S235. Le rapport d’essai réalisé par Arcelor lors de la fourniture de ces poutres indique que la résistance élastique moyenne caractéristique est de 388 MPa. Ces poutres sont munies de 2 files de goujons Dn 50 sur la semelle supérieure. Le diamètre des fûts de ces goujons est de 13 mm, le diamètre des têtes de 25 mm et la hauteur des goujons (tête comprise) de 50 mm (Fig. 4.7). L’espacement entre les goujons dans la direction longitudinale est de 23 cm. La longueur des poutres est de 9,54 m et elles sont entièrement grenaillées.

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Figure 4.7 : Poutre IPE360 Au tiers de la longueur des poutres (fig. 4.8), deux platines métalliques en acier S235 de 10 mm d’épaisseur ont été soudées pour former le coffrage du diaphragme béton et permettre de positionner des goujons travaillant au cisaillement. 3 goujons Dn 50 sont positionnés sur chaque platine (fig. 4.9). 4 trous d’un diamètre de 40 mm, soit deux fois le diamètre des armatures du diaphragme (HA20), ont été réalisés sur chacune des poutres (fig. 4.9 et 4.10).

Figure 4.8 : Vue 3 D des poutres avec les platines

Φ = 13 h = 50

40 90 40

9,54 m

6,36m

3,18 m

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Figure 4.9 : Vue 3D platines et goujons sur les poutres

Figure 4.10 : Disposition des platines et goujons sur les poutres 2.3.3 Le diaphragme béton Le diaphragme béton est constitué de 3 sections de poutre en béton situées entre les poutres métalliques. La largeur du diaphragme est de 0,20m et la longueur de chaque section de poutre est de 0,68m, soit la distance entre deux âmes métalliques consécutives. Les armatures longitudinales de ces diaphragmes sont composées de 4 HA 20 (de nuance d’acier Fe500) de 2,20 m. Elles sont positionnées au centre des trous des âmes et sont ancrées dans le béton à l’extrémité des poutres extérieures grâce à un bouchon en béton. La longueur d’ancrage de ces extrémités est de 20 cm (fig. 4.11). Sept cadres HA 10 sont positionnés sur chaque diaphragme entre deux poutres (fig. 4.12). Le premier cadre de chaque diaphragme se situe

Trou Ф = 40 mm

Goujons Dn 50

Platine 334,5 x 81 x 10

100 100

40 40

60

60

60

60

60

60

230 230 230 230 230

200

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entre l’âme des poutres et les goujons des platines. Un cadre est aussi mis en place dans le bouchon de béton d’extrémité. L’espacement entre les âmes des poutres et les cadres est au minimum de 3 cm afin d’assurer une mise en place du béton correcte. Le type de béton est le même que celui de la dalle étant donné que le coulage de ces deux éléments est réalisé simultanément.

2.3.4 La dalle béton La dalle béton fait 9 cm d’épaisseur. La largeur de la dalle béton est de 2,21 m, elle s’arrête aux extrémités des semelles des poutres externes. Par rapport au pont réel, la largeur de la dalle est donc réduite car nous n’avons pas réalisé les trottoirs afin de simplifier le coffrage et de gagner du poids sur la maquette. De plus les trottoirs n’ont pas de réel rôle mécanique sur la structure et leur présence alourdirait inutilement la maquette. La longueur de la dalle est la même que celle des poutres soit 9,54 m. Le béton de la dalle et du diaphragme a été commandé pour avoir les caractéristiques d’un B30 avec un rapport de E/C = 0,5. La granulométrie du béton est composée de gravier 0 – 10 mm afin d’assurer le bon bétonnage de la structure et en particulier des détails constructifs. Nous avons réalisé des tests d’écrasements sur 9 éprouvettes 11x22 (fig. 4.14) à 28 jours et la moyenne des résistances de compression ultime est : 38=uσ MPa. Nous avons instrumenté une des 9 éprouvettes béton afin d’obtenir le module de Young et la limite d’élasticité. L’éprouvette instrumentée a une résistance à la rupture au dessus de la moyenne avec

43=uσ MPa. Le module de Young de cette éprouvette est de 36 000 MPa et la limite élastique 5,18=yσ MPa (fig. 4.13).

Figure 4.11 : Ancrage des armatures du diaphragme dans le bouchon de béton d’extrémité

Figure 4.12 : Armatures traversantes et cadres du diaphragme entre deux poutres

7 cadres HA 10

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0

5

10

15

20

25

30

35

40

45

50

0 0,0005 0,001 0,0015 0,002 0,0025 0,003Déformations

Con

trai

ntes

(MPa

)E = 36 000 MPa

σy = 18,5 MPa

Figure 4.13 : Courbe contraintes/déformations d’une éprouvette 11x22

Nous avons aussi effectué un test de fendage (essai brésilien) sur 2 éprouvettes 11x22 à 28 jours et la moyenne de la valeur de la contrainte de traction à la rupture est de 8,2=tσ MPa. La faible épaisseur de la dalle (9 cm) ne nous a pas permis de mettre en place deux nappes d’armatures. L’unique nappe d’armatures fut positionnée à 4 cm au dessus des semelles supérieures des poutres (fig. 4.14). Les armatures de la dalle sont des HA12 de nuance d’acier Fe500. Le treillis est composé de 17 HA12 dans la direction longitudinale avec un espacement de 140 mm, et de 84 HA12 dans la direction transversale avec un espacement de 115 mm. La section d’armatures correspond à 1% de la section de béton conformément aux recommandations du SETRA [SER.95]. Les armatures longitudinales supérieures du diaphragme sont reliées aux armatures de la dalle à l’aide de cadre HA10 (fig. 4.12).

Figure 4.14 : Mise en place du ferraillage de la dalle 2.3.5 Les conditions d’appuis

2.3.5.1. appuis Est

L’analyse expérimentale du comportement transversal du pont est un des objectifs de cette étude. Afin de mieux appréhender la répartition des efforts dans chacune des poutres, nous utilisons quatre cellules de force placées sous les semelles inférieures de l’appui Est. Ces cellules sont complètement rotulées ; elles bloquent uniquement les déplacements verticaux. Chaque cellule a une capacité de charge de 100 kN. Lors du chargement dépassant les 300

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kN, nous avons démonté ces cellules et nous les avons remplacées par le même système d’appuis qu’à l’Ouest.

Figure 4.15 : Cellules d’appuis côté Est

2.3.5.2. appuis Ouest Les appuis du côté Ouest sont composés d’un rouleau soudé sur un plat et d’une cornière en U. Seul le déplacement vertical est bloqué.

Figure 4.16 : Appui du côté Ouest

2.3.6 Configuration du chargement Sur le même corps d’épreuve, nous réalisons deux essais distincts, l’un sans diaphragme dans la travée entre les appuis et l’autre avec un diaphragme à mi-travée entre les appuis, le diaphragme étant au droit de la charge. Pour ce faire, nous déplaçons la structure en la glissant sur les appuis afin de modifier la position du diaphragme (fig. 4.1). Dans la première configuration, le diaphragme béton est positionné sur l’appui Ouest. Une partie de la structure est alors en porte à faux dans cette direction. La travée entre les appuis est alors sans diaphragme.

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Dans la deuxième configuration, le diaphragme béton est au droit de la charge au milieu de la travée sur appui et le porte à faux de la structure se retrouve à l’Est. L’ouvrage situé dans la travée sur appuis est représentatif à l’échelle 1/5 de la bretelle d’accès de Bonpas. Une plaque métallique de 4 cm d’épaisseur et de dimension 1m x 0,80m est positionnée sur la dalle et centrée au droit du chargement correspondant à la position de la voie ferroviaire. Les dimensions de cette plaque métallique permettent de reproduire la diffusion des charges des essieux dans la dalle en prenant en compte le rôle du ballast et des traverses des rails [SIE 2004a] (fig. 4.17, 4.18, 4.19).

Figure 4.17 : Configuration sans diaphragme (diaphragme sur l’appui)

Figure 4.18 : Configuration avec diaphragme (diaphragme sous la charge)

Figure 4.19 : Coupe transversale

Le chargement de l’ouvrage est réalisé grâce à deux types de vérins. Le premier d’une capacité de 300 kN est piloté en déplacement ; il est utilisé lors des essais comparatifs entre la structure sans et avec diaphragme. Le deuxième d’une capacité de 2000 kN est piloté en force ; il est utilisé dans l’essai final jusqu’à la ruine avec le diaphragme béton au droit de la charge.

0,68 0,68

0,51

0,68

Zone du chargement

4 IPE 3600,36

0,09

PNord P2 P3 PSud

Raidisseur

Capteur de flècheCapteur de

décollement

Travée Nord Travée centrale Travée Sud

D1 D3 D2

flèche béton

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2.3.7 Instrumentation Le corps d’épreuve est instrumenté à l’aide :

- de capteurs de déplacement de type LVDT pour mesurer les flèches et pour le décollement béton/acier (fig. 4.19, 4.20 et 4.21)

- de cellules de forces pour les réactions d’appuis (fig. 4.15). - de jauges unidirectionnelles pour obtenir les déformations (fig. 4.22) dans les poutres,

la dalle et le diaphragme - de capteurs acoustiques (fig. 4.23 et 4.24) pour détecter la formation de fissures.

2.3.7.1. Mesures des flèches Cinq capteurs de déplacement sont positionnés dans la section centrale du pont sous la charge, quatre capteurs pour mesurer la flèche de chaque poutre et un pour mesurer la flèche sous la dalle au droit de la charge (fig. 4.20) et ceci dans la même configuration avec et sans diaphragme. Trois capteurs LVDT sont positionnés entre les semelles des poutres et le diaphragme pour mesurer le décollement relatif des deux pièces en zone inférieure (fig. 4.19 et 4.21) : entre la poutre Nord et le diaphragme de la travée Nord (D1), la poutre P2 et le diaphragme de la travée Nord (D2) et centrale (D3).

Figure 4.20 : Position des capteurs de flèche Figure 4.21 : Position des capteurs de décollement

2.3.7.2. Mesures de déformations

Les armatures de la dalle sont instrumentées de jauges unidirectionnelles dans chacune des travées au niveau de l’axe de chargement. Ces jauges sont positionnées au centre de chaque travée sur les armatures transversales et longitudinales. Des jauges sont positionnées sur les armatures longitudinales inférieures du diaphragme au centre de chaque travée. Les semelles inférieures des poutres métalliques sont munies de jauges longitudinales en dessous de la charge (à mi-portée). Le béton de la dalle et du diaphragme sont aussi instrumentés de jauges longitudinales à mi-travée.

Entretoise

Semelle inférieure P2

EN

S

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Figure 4.22 : Jauges armatures dalle et diaphragme

2.3.7.3. Capteurs acoustiques En partenariat avec le laboratoire GEMPPM de l’INSA de Lyon, l’ouvrage est équipé de capteurs acoustiques afin d’enregistrer l’activité émissive du pont (déclenchement de fissures, glissement). Quatre capteurs acoustiques sont positionnés sous la dalle dans la travée Nord. Ils permettent d’enregistrer les émissions dans une maille de 1m x 0,6m sous la charge. Ils sont maintenus sur la dalle à l’aide d’étais posés sur les semelles inférieures des poutres (fig. 4.23 et 4.24).

3 COMPARAISON DES RÉSULTATS EXPÉRIMENTAUX SOUS UN CHARGEMENT ÉQUIVALENT À L’UIC

La modélisation de notre structure de laboratoire est effectuée de la même manière que celle du pont de Bonpas exposée dans le chapitre 2. Les dimensions des éléments sont simplement réduites de 1/5. Le diaphragme en béton est modélisé à l’aide des mêmes types éléments volumiques que ceux utilisés pour la dalle (C3D8). La connexion du diaphragme en béton avec les poutres métalliques est considérée numériquement comme parfaite.

Figure 4.23 : Capteurs acoustiques avec diaphragme

Figure 4.24 : Capteurs acoustiques sans diaphragme

Jauges armatures inférieures entretoise

Jauges armatures dalle

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150

Les deux premiers essais permettent d’identifier expérimentalement l’impact du diaphragme à mi-portée sur le comportement global et local de notre structure. Ces essais nous permettent aussi de confronter les résultats expérimentaux avec ceux issus de la modélisation numérique. Nous utilisons le même corps d’épreuve pour comparer le comportement mécanique de l’ouvrage muni ou non d’un diaphragme en béton. Nous devons donc impérativement appliquer à la structure des charges relativement faibles afin de la solliciter uniquement dans son domaine élastique. En effet, tout endommagement irrémédiable, même faible, conduirait obligatoirement à une perte de raideur globale de la structure, ce qui entraînerait une modification de son comportement mécanique entre les deux configurations et par la même, rendrait caduque toute comparaison. Tout naturellement, nous avons décidé de réaliser les essais permettant de juger l’impact du diaphragme en utilisant la charge de dimensionnement des ponts SNCF, c’est-à-dire celle de l’UIC. Cependant, le schéma de charge de ce dernier est relativement compliqué (charges ponctuelles et charges réparties). Nous l’avons simplifié afin de l’appliquer à l’aide d’un seul vérin. L’ensemble du schéma de charge linéaire de l’UIC dans la configuration du pont de Bonpas fut donc additionné et diffusé sur la surface de 0,5 m2. Les règles de similitude concernant le chargement surfacique nous ont permis de déterminer la charge de l’UIC correspondant à l’échelle de notre structure en divisant cette charge par le carré du facteur d’échelle. Soit UICmaquette= 25

80)6,1430(2504 ××−+× =115 kN

3.1. ANALYSE GLOBALE

3.1.1 Les flèches Au chargement de l’UIC, notre structure travaille dans son domaine élastique dans les configurations avec et sans diaphragme car d’une part les courbes charges-flèches sont linéaires et d’autre part aucune flèche résiduelle n’apparaît à la fin de la décharge.

-5

-4

-3

-2

-1

0

10 0,68 1,36 2,04

Largeur de la dalle (m)

flèch

e ve

rtica

le (m

m)

exp.avec exp. sansnum. avecnum. sansCourbonMassonnet

N P2 P3 S

Figure 4.25 : Flèche dans la section centrale avec et sans diaphragme pour l’UIC

chapitre 4


151

Figure 4.26 : Déformation plastique pour l’UIC sans diaphragme

Le diaphragme permet de répartir les flèches linéairement dans la largeur du pont (fig. 4.25). Elle se comporte, conformément aux hypothèses de Courbon, comme une poutre uniformément rigide. En son absence, la poutre P2 fléchit de façon beaucoup plus importante et la répartition des flèches montre une courbure de la dalle dans la travée Nord. La modélisation numérique ainsi que les méthodes d’ingénieur sont capables de prédire le comportement global de l’ouvrage mais les erreurs sont importantes. La méthode des éléments finis conduit à une structure globalement plus raide que la réalité. Cette différence de prédiction peut provenir de la définition mécanique du béton puisque notre modèle ne prend pas en compte les phénomènes de retrait et de fluage du béton. Cependant les résultats numériques représentent convenablement l’allure générale de la distribution des flèches. Seule la flèche de la poutre Nord dans un modèle sans diaphragme est vraiment mal approchée. Dans ce cas, le modèle béton développe une localisation importante des déformations plastiques dans la dalle au droit de la charge. Cette localisation se produit très rapidement dès la charge de 40 kN. Ceci conduit à une perte de raideur très locale et à une rotation importante de la dalle (fig. 4.26). Dans l’expérimentation, nous n’avons pas observé de fissures même à la charge de l’UIC et l’émission acoustique ne montre pas un changement de régime notable assimilable à un endommagement de la dalle. 3.1.2 Les réactions d’appuis Les réactions d’appuis (fig. 4.27) montrent clairement le rôle du diaphragme. Sans cet élément transversal, les efforts sont répartis dans chacune des poutres uniquement par la dalle. Ainsi les efforts se concentrent principalement dans la poutre P2 située directement sous la charge. Une courbure de la dalle est alors obtenue dans sa direction transversale. Avec le diaphragme, la section médiane du pont se déplace linéairement dans son ensemble sans fléchir. La poutre la plus chargée est alors la poutre d’extrémité Nord. Le diaphragme n’a que très peu d’influence sur la poutre P3. Les réactions d’appuis de la poutre Sud n’ont pas pu être enregistrées car la poutre se soulève et n’appuie plus sur les cellules de force. Le diaphragme peut s’apparenter à une poutre infiniment rigide puisque les réactions d’appuis de la méthode de Courbon sont proches des résultats expérimentaux. Cependant cette méthode ne prévoit pas le décollement de la poutre Sud ce qui conduit à une sous-estimation de la force passant dans la poutre la plus chargée.

chapitre 4


152

-5

0

5

10

15

20

25

30

350 0,68 1,36 2,04

Largeur de la dalle (m)R

éact

ions

d'ap

puis

(kN

)

exp. avec

exp. sans

num. sans

num. avec

Courbon

N P2 P3 S

Figure 4.27 : Réactions d’appuis pour l’UIC La comparaison calcul-expérience est satisfaisante du point de vue des réactions d’appuis. Ainsi la prédiction de la répartition des charges dans les poutres est mieux approchée que celle des flèches.

3.2. ANALYSE LOCALE L’analyse des flèches et des réactions de la structure s’appuie sur des voies de mesure - des capteurs de déplacement LVDT et des cellules de force - permettant de juger le comportement global de l’ouvrage. Les jauges sur les armatures et sur le béton traduisent le comportement local de la zone instrumentée. Les positions des jauges ont beaucoup d’influence sur les résultats. Elles peuvent être positionnées proches d’une zone singulière comme une fissure ou un défaut structurel. La comparaison avec une modélisation numérique est donc beaucoup plus hasardeuse puisque contrairement à l’expérimentation, les déformations autour d’un point analysé sont toujours homogènes à ce point. De plus, la charge de l’UIC est assez faible devant la capacité résistante de la structure, ce qui conduit à des déformations extrêmement faibles dans les éléments instrumentés, voisines de la sensibilité des jauges. Cependant les valeurs obtenues sont assez regroupées pour que nous puissions les exploiter.

chapitre 4


153

3.2.1 Déformations dans la dalle

0

20

40

60

80

100

120

-130 -110 -90 -70 -50 -30 -10

Déformation (µm/m)

charge (kN)

travée Nordtravée centraletravée Sudnum. travée Nordnum. travée centrenum. travée Sud

Figure 4.28 : Déformations des armatures longitudinales dans la dalle sans diaphragme

0

20

40

60

80

100

120

-130 -110 -90 -70 -50 -30 -10


charge (kN)

travée Nordtravée centraletravée Sudnum travée Nordnum. centralenum. travée Sud

Figure 4.29 : Déformations des armatures longitudinales de la dalle avec un diaphragme

chapitre 4


154

Les jauges sont positionnées à mi-portée et au centre des trois travées transversales. La jauge de la travée Sud dans le cas sans diaphragme n’a pas répondu de façon satisfaisante ; elle n’est pas exploitable. Les réponses de toutes les autres jauges sont linéaires (fig. 4.28 et 4.29), les déformations enregistrées sont très faibles et correspondent à des déformations de compression. Les calculs comme les essais montrent que le diaphragme conduit à une diminution très importante (plus de 200%) des déformations des armatures de la dalle. Le béton de la dalle est donc beaucoup moins sollicité ce qui présage que, pour des charges plus importantes, la fissuration de la dalle sera plus vite obtenue sur un pont sans diaphragme. La modélisation numérique permet d’approcher les déformations des armatures de la dalle en reproduisant convenablement les zones les plus déformées ; cependant les intensités sont assez mal évaluées. Elles sont sous estimées dans le cas sans diaphragme et surestimées dans le cas avec diaphragme : cette sous estimation peut être la conséquence d’une modélisation trop raide du comportement mécanique du béton et cette surestimation peut provenir de la liaison parfaite entre le diaphragme et les poutres. Dans l’expérience le diaphragme se décolle légèrement des âmes, ce qui peut expliquer cette différence. 3.2.2 Déformations dans le diaphragme en béton

0

20

40

60

80

100

120

-10 0 10 20 30 40 50


char

ge (k

N)

travée Nord

travée centrale

travée Sud

num. travée Nord

num. travée centrale

num. travée Sud

Figure 4.30 : Déformations des armatures longitudinales du diaphragme

chapitre 4


155

0

20

40

60

80

100

120

-20 -10 0 10 20 30 40 50 60déformation (µm/m)

char

ge (k

N)

travée Nordtravée centraletravée Sudnum. travée Nordnum. travée centralenum. travée Sud

Figure 4.31 : Déformations de la fibre inférieure du béton du diaphragme Les déformations dans les armatures du diaphragme sont très faibles même à la charge de l’UIC (fig. 4.30). Les armatures des travées Nord et centrale sont sollicitées à la même intensité en traction, tandis que la travée sud n’est pas sollicitée. Le diaphragme dans la travée Nord et Sud est donc mis à contribution pour conserver la section droite du pont. Le diaphragme et la dalle fonctionnent comme une poutre en béton armé en forme de T sous effort de flexion : les armatures inférieures du diaphragme sont tendues et celles de la dalle sont comprimées. Mais cette flexion est très faible puisque la section en T se déplace dans son ensemble de façon linéaire. Ainsi les efforts de traction dans le béton sont pratiquement inexistants et aucune fissure n’a été observée. La seule jauge exploitable sur la fibre inférieure du diaphragme nous indique des déformations huit fois inférieures à la déformation élastique limite du béton tendu. Le calcul prédit convenablement ces déformations. De façon générale, notre modélisation approche mieux le comportement du pont avec un diaphragme que sans. La modélisation du béton surestime la raideur de la structure donc une structure expérimentale plus raide est mieux approchée. Nous n’avons pas instrumenté les armatures traversantes du diaphragme au voisinage des poutres afin de ne pas perturber localement la connexion. Notre modélisation numérique est validée par les jauges positionnées au centre des travées, nous pouvons donc l’utiliser pour déterminer les contraintes au niveau de la connexion (fig. 4.32).

chapitre 4


156

-6

-4

-2

0

2

4

6

8

10

120 0,68 1,36 2,04


Con

train

tes (

Mpa

)N P2 P3 S

Figure 4.32 : Contraintes dans les armatures inférieures du diaphragme pour la charge de l’UIC Bien que notre modèle ne représente pas fidèlement la connexion réelle puisque nous l’avons considérée comme parfaite, nous pouvons estimer à partir des calculs, que les contraintes dans les armatures traversantes sont très faibles (inférieure à 10 MPa). La connexion est très peu sollicitée sous le chargement de l’UIC ; elle convient donc pour assurer une liaison suffisante entre le diaphragme en béton et les poutres.

3.3. CONCLUSION SUR L’IMPACT D’UN DIAPHRAGME Le diaphragme répartit les charges dans chacune des poutres et assure le déplacement transversal de l’ouvrage dans son ensemble sans fléchir. Ainsi, les contraintes de traction dans le diaphragme sont très faibles et bien en dessous de la limite de résistance du béton à la traction. De plus, ce mouvement d’ensemble de l’ouvrage dû à la présence du diaphragme sollicite très faiblement la connexion. Les armatures traversantes assurent correctement la connexion des âmes des poutres avec le diaphragme. Le diaphragme en béton peut donc aisément remplacer le diaphragme traditionnel en acier. Le diaphragme en béton permet de diminuer de façon importante les déformations dans les armatures longitudinales de la dalle. Ces armatures ont des déformations équivalentes dans toute la section. Sans diaphragme, la dalle est beaucoup plus sollicitée longitudinalement dans la travée proche de la charge Le modèle numérique représente de façon satisfaisante le comportement global de l’ouvrage, le comportement local de la structure dépourvue de diaphragme est moins bien évalué. En particulier le modèle a des difficultés lorsque la flexion transversale de la dalle est possible. Une localisation des déformations plastiques se produit alors sous la charge dans la dalle conduisant à une perte de raideur importante de cette dernière. 4 L’ESSAI A LA RUPTURE AVEC DIAPHRAGME BÉTON

Cet essai a pour objectif de caractériser le comportement global du pont muni d’un diaphragme en béton jusqu’à la charge de ruine. Les capteurs de force sous les 4 appuis Est des poutres sont remplacés par des appuis de type rouleau identiques aux appuis Ouest, car ces capteurs n’auraient pu supporter la charge ultime. Un vérin d’une capacité de 2000 kN piloté en pression est utilisé pour cet essai. Cet essai est délicat car la masse du pont ainsi que la charge appliquée sont importantes. Pour des questions de sécurité, nous contrôlons les valeurs des jauges pendant tout l’essai afin d’arrêter le chargement dès le début de plastification d’un élément de l’ouvrage. La semelle

chapitre 4


157

inférieure de la poutre Nord commence à plastifier à 800 kN et nous avons donc considéré que la ruine était atteinte, poursuivre le chargement en force au-delà de cette valeur pouvait se révéler dangereux.

4.1. ANALYSES GLOBALES 4.1.1 Les flèches

0100200300400500600700800900

0 10 20 30 40flèche verticale (mm)

Cha

rge

(DaN

)

flèche Nordflèche bétonflèche P2flècheP3flèche sudnum flèche Nordnum flèche bétonnum flèche P2num flèche P3num flèche Sud

Figure 4.33 : Flèche au droit de la charge en fonction du chargement

-35

-30

-25

-20

-15

-10

-5

00 0,68 1,36 2,04

largeur dalle (m)

flèch

e ve

rtic

ale

(mm

)

113,6num 100201num 200299num 300399num 400499num 500599num 600699num 700799

Figure 4.34 : Répartition des flèches dans la section transversale sous la charge

chapitre 4


158

0

5

10

15

20

25

30

35

100 300 500 700 900

charge (kN)

% d

e flè

che

repr

it pa

r les

cap

teur

s

flèche Nordflèche bétonflèche P2flèche P3flèche Sud

Figure 4.35 : Pourcentage de flèche par rapport à la somme des flèches – résultats d’essai La course des capteurs de LVDT utilisés est petite, de l’ordre de 10 mm. Nous avons donc recalé ces capteurs plusieurs fois au cours de l’essai. Seul le capteur de la flèche béton (sous la charge) a une course importante permettant d’enregistrer les flèches sans intervention tout au long de l’essai. C’est donc le seul capteur qui nous permet de déterminer la courbe de la flèche à la décharge. Une flèche résiduelle de 5 mm est mesurée par ce capteur à la fin de l’essai. La figure 4.33 nous permet de déterminer trois phases dans le comportement de l’ouvrage à partir de la courbe charge-flèche. Tout d’abord, les flèches sont linéaires jusqu’à la charge de 400 kN. Ensuite lorsque la charge augmente, les flèches (P2, Nord et Béton) augmentent de façon beaucoup plus rapide. La structure fonctionne dans le domaine plastique. Enfin, cette courbure augmente très fortement pour la charge de 700 kN, ce qui nous indique que le mode de rupture est engagé. La diffusion des efforts du chargement évolue au cours du chargement (fig. 4.34 et 4.35) : jusqu’à 400 kN la répartition transversale des efforts reste linéaire entre les 4 poutres. Pour une charge supérieure à 400 kN, la poutre Nord est de plus en plus fléchie. La flèche du béton au droit de la charge et celle de la poutre P2 augmentent aussi mais plus faiblement. La diffusion des efforts se concentre donc principalement dans la travée Nord. La travée Sud est alors de moins en moins chargée car les flèches des poutres P3 et Sud progressent plus lentement. Le diaphragme ne parvient plus à diffuser les efforts dans l’ensemble de l’ouvrage. Nous pouvons en déduire que la flexion transversale du pont n’est plus linéaire et qu’elle se concentre dans la travée Nord tout en déchargeant la travée Sud. Le diaphragme ne peut plus être considéré comme infiniment rigide à partir de 400 kN et son influence devient plus faible. A partir de 600 kN, la flèche de la poutre Sud diminue alors que le chargement augmente. Cette poutre se décharge progressivement, elle n’apporte alors plus rien au comportement global de l’ouvrage. Tout se passe comme si le pont ne comportait plus que trois poutres principales. Les résultats de la modélisation numérique sont vraiment proches de l’essai. Ces résultats n’ont pas été recalés après l’essai mais sont ceux prévus avant l’essai. La charge ultime de la

chapitre 4


159

modélisation est de 700 kN, ce qui ne signifie pas que la rupture soit obtenue à cette charge mais simplement que le calcul ne parvient plus à converger. En effet, les déformations dans le béton deviennent vraiment importantes et certains éléments dans le diaphragme sous la charge sont distordus. Cette localisation très forte de plasticité dans ces éléments provoque la divergence du calcul. Cependant, le modèle parvient à décrire de façon satisfaisante les flèches de l’ouvrage. Seule la flèche de la poutre Nord est mal évaluée à partir de 400 kN car le modèle prévoit une fissuration du béton dans le diaphragme qui conduit à une perte de rigidité de cette dernière trop importante pour transmettre convenablement les efforts dans cette poutre. 4.1.2 Les décollements entre les semelles des poutres et le diaphragme

0100200300400500600700800900

0 1 2 3 4

décollement (mm)

char

ge (k

N)

Décollement 1Décollement 2Décollement 3

Figure 4.36 : décollement des âmes et des diaphragmes

Figure 4.37 : Position des capteurs de décollement

L’adhérence naturelle entre le béton et les âmes des poutres arrive à rupture pour une charge de 75 kN (fig. 4.36). Ensuite la liaison est assurée uniquement par l’armature traversante. Cependant, nous pouvons considérer que le décollement entre le diaphragme en béton et les âmes des poutres est linéaire pour une charge inférieure à 250 kN. Jusqu’à cette charge, le décollement est plus important entre la poutre P2 et la travée Nord du diaphragme. Il correspond à un décollement de l’ordre de 2,8 µm par kN. Le décollement maximum est donc très faible à la charge de l’UIC (0,3 mm). Pour la charge de 250 kN, un décollement important se produit entre la poutre P2 et le diaphragme de la travée centrale. Le diaphragme central s’éloigne brusquement de la poutre P2 jusqu’à ce que le décollement soit identique à celui de la travée Nord. Cependant, à la suite de ce premier glissement, la liaison armature/poutre, continue de fonctionner correctement. Le décollement entre le diaphragme de la travée Nord et la poutre Nord est linéaire jusqu’à la charge de 400 kN. Il est plus faible que les autres décollements. A partir de cette charge, nous avons remarqué que le diaphragme ne pouvait plus être considérée comme infiniment rigide. Le diaphragme Nord est alors beaucoup plus sollicité, ce qui explique que les liaisons avec les poutres de cette travée soient plus sollicitées. Ces décollements ne sont pas obligatoirement néfastes à la structure car ils permettent de diminuer les sollicitations dans le diaphragme. Le décollement diminue brusquement entre la travée Nord et le diaphragme et la poutre Nord pour la charge de 700 kN. Vraisemblablement ce saut du capteur montre un glissement important au niveau de la connexion. Puis le décollement se poursuit avec la même pente

P2 NORD Travée Nord Travée centrale

D1 D3 D2

chapitre 4


160

4.2. ANALYSES LOCALES 4.2.1 Les armatures de la dalle

0100200300400500600700800900

-600 -500 -400 -300 -200 -100 0


charge (kN)

travée Nordtravée centraletravée Sudnum. travée Nordnum. travée centralenum. travée Sud

Figure 4.38 : Déformations longitudinales des armatures de la dalle

0100200300400500600700800900

-100 -50 0 50 100 150 200 250 300


char

ge (k

N)

avec travée Nord

avec travée centrale

avec travée Sud

num. travée Nord

num. travée centrale

num. travée Sud

Figure 4.39 : Déformations des armatures transversales de la dalle

chapitre 4


161

Les déformations des armatures longitudinales de la dalle sont linéaires jusqu’à la charge de 400 kN. Ces armatures sont toujours en compression. Après 400 kN, la courbure n’est pas due à une plastification des armatures car les déformations maximales obtenues sont 5 fois plus faibles que la limite élastique. Cette diminution de raideur est due à une redistribution des efforts sur la travée Nord. La modélisation numérique a plus de difficulté à prévoir le comportement local des déformations. Cependant, elle prévoit une diminution de raideur à 400 kN. Le comportement des armatures transversales est plus complexe. Jusqu’à 350 kN, les armatures transversales de la dalle dans les travées Nord et centrale sont comprimées, ce qui atteste bien que la section transversale de l’ouvrage se déplace sans fléchir. Après 350 kN, les déformations de ces travées deviennent des déformations de traction, cependant pour la travée centrale, ces déformations restent faibles, au même niveau que la travée Sud. L’initiation de la flexion transversale du diaphragme se situe dans la travée Nord, l’ensemble de la section diaphragme/dalle est alors tendue. La flexion transversale Nord de la dalle est plus importante car la poutre Nord peut plus facilement se déplacer que les autres poutres car elle n’est pas située entre un diaphragme de part et d’autre de son âme. La modélisation prévoit ce comportement, cependant, les déformations numériques sont beaucoup plus importantes que dans l’essai. Ceci provient toujours de la localisation des déformations plastiques dans le diaphragme. 4.2.2 Déformations du diaphragme

0

100

200

300

400

500

600

700

800

900

-500 0 500 1000 1500 2000Déformation (µm/m)

Cha

rge

(kN

)

travée NordTravée centraleTravée Sudnum. travée Nordnum. travée Centralenum. travée Sud

-200

-100

0

100

200

300

400

5000 0,68 1,36 2,04


Con

train

tes (

Mpa

)

N P2 P3 S

Figure 4.40 : Déformation longitudinale dans les armatures du diaphragme

Figure 4.41 : Contraintes numériques dans les armatures du diaphragme à 700 kN

Les déformations des armatures du diaphargme en travée Nord et centrale sont toujours des déformations de traction. Elles sont linéaires jusqu’à la charge de 300 kN pour la travée Nord et 350 kN pour la travée centrale. Les armatures de la travée Sud sont très peu sollicitées jusqu’à la charge de 400 kN puis sont très faiblement en compression. Le diaphragme de la travée Sud ne participe pas à la reprise des efforts, il se comporte comme une poutre non chargée. Aux alentours de 400 kN, le diaphragme doit commencer à se fissurer et la redistribution des efforts s’effectue sur les armatures du diaphragme ; elles sont donc de plus en plus tendues. La charge de 400 kN correspond à la charge limite de service de ce pont soit 3,5 fois l’UIC. A la charge ultime, les armatures du diaphragme sont très fortement sollicitées mais elles sont encore dans le domaine élastique. La modélisation numérique est assez proche de l’essai. Avant la fissuration du béton, le modèle est trop raide pour la travée Nord mais représente correctement les deux autres travées. Avant l’essai, la poutre Nord avait déjà un léger défaut de planéité, ce qui peut expliquer cette différence initiale. Les contraintes longitudinales dans les armatures du

chapitre 4


162

diaphragme (fig. 4.41) nous permettent de constater que la connexion est faiblement sollicitée même à la charge de 700 kN (inférieures à 200 MPa). Les armatures sont d’avantages sollicitées par la flexion du diaphragme que par la connexion avec les poutres. 4.2.3 Déformations des semelles inférieures des poutres

0100200300400500600700800900

0 500 1000 1500 2000 2500 3000 3500


char

ge (k

N)

Poutre NordPoutre P2Poutre P3Poutre Sudnum. poutre Nordnum. poutre P2num. poutre P3num. poutre Sud

limite élastique

Figure 4.42 : Déformations longitudinales dans les semelles inférieures des poutres Les déformations des semelles inférieures des poutres sont toujours des déformations de traction. Elles sont linéaires jusqu’à 500 kN. La poutre Nord atteint la limite élastique théorique à 600 kN mais l’essai montre que le début de l’augmentation importante des déformations est obtenu à 750 kN. Le moment résistant de la section mixte composée d’une poutre et d’une partie de la dalle, en utilisant les méthodes de Courbon ou de Massonnet pour la répartition des efforts, nous donne une charge limite de résistance de 750 kN [FAG.04]. La poutre Nord plastifie donc sous l’effort de flexion longitudinale. Cette plastification entraîne une perte de raideur importante de la poutre, qui se déverse légèrement vers l’extérieure du pont. Ce mouvement est le début de la rupture de notre structure. La modélisation numérique ne parvient plus à converger correctement lorsque la poutre se plastifie. Le calcul s’arrête à 700 kN, cependant, les résultats numériques sont très proches de l’expérimentation.

chapitre 4


163

4.2.4 Fissuration de la travée Nord

Figure 4.43 : Fissuration de la travée Nord Cette photo, prise à la fin de l’essai, montre la travée Nord du diaphragme. Nous avons observé les premières fissures en centre du diaphragme de la travée Nord à la charge de 350 kN. A la fin de l’essai, les fissures sont peu nombreuses. Les premières fissures du diaphragme se prolongent dans la dalle à partir de la charge de 700 kN. 5 L’ÉMISSION ACOUSTIQUE

5.1. PRÉAMBULE

Grâce à un partenariat avec le laboratoire GEMPPM de l’INSA de Lyon, nous avons réalisé plusieurs campagnes de mesures acoustiques sur l’ensemble de nos essais. Dans ce chapitre, nous présenterons uniquement les mesures effectuées lors de l’essai à la rupture de notre structure comportant un diaphragme en béton. Le but de ces mesures est de montrer la faisabilité et la validité de ces mesures en les corrélant aux mesures classiques que nous venons de présenter. Ces mesures acoustiques nous permettent d’ouvrir un champ d’investigation pour passer des essais de laboratoire à l’usage de ces nouvelles technologies d’auscultation sur des ouvrages réels en service.

chapitre 4


164

5.1.1 Caractéristiques générales de l’émission acoustique L’émission acoustique est un phénomène de création d’ondes élastiques transitoires résultant de micodéplacements locaux internes à un matériau. Cette technique est utilisée pour l’étude de phénomènes physiques et des mécanismes d’endommagements des matériaux mais aussi comme méthode de contrôle non destructif [GOD.03]. Lors de notre essai, l’émission de notre structure est de type discrète, c’est-à-dire une émission par salves. Le signal issu de cette dernière prend l’allure d’une sinusoïde amortie que l’on nomme salve ou événement (fig. 4.44). Ce type d’émission a pour source des mécanismes relativement énergétiques comme l’initiation et la propagation de fissures dans le matériau béton.

Figure 4.44 : Représentation schématique d’une salve d’émission acoustique et de ses principales caractéristiques (d’après [JAC.00])

5.1.2 Appareillage et acquisition des données La transformation des ondes mécaniques en surface d’un matériau, en signaux d’émission acoustique est réalisée par l’utilisation de capteurs piézo-électriques. Ceux-ci sont placés en surface du matériau, le couplage avec celle-ci étant assuré par l’utilisation d’un gel silicone afin d’améliorer la transmission. Les capteurs piézo-électriques que nous utilisons intègrent un préamplificateur afin d’amplifier le signal pour permettre sa transmission jusqu’à l’amplificateur, ensuite l’acquisition et le traitement du signal sont réalisés par un ordinateur (fig. 4.45).

chapitre 4


165

Figure 4.45 : Schéma de la chaîne d’émission acoustique (d’après [GOD.03])

5.1.3 Caractéristiques exploitables de l’émission acoustique Une salve (ou un événement) est définie par rapport à un seuil d’acquisition (fig. 4.47) : une salve est bornée par la première et la dernière arche dépassant le seuil. En dehors du nombre de salves, plusieurs valeurs peuvent être extraites du signal d’émission acoustique [JAC.00] :

- le nombre de coups, c’est-à-dire le nombre de fois où le signal dépasse le seuil, - l’amplitude maximale du signal, - l’énergie du signal, - la durée de la salve, définie entre le premier et le dernier dépassement de seuil, - le temps de montée du signal, temps entre le premier dépassement de seuil et le pic

d’amplitude du signal, - le nombre de coups au pic, c’est-à-dire le nombre de coups pour atteindre l’amplitude

maximale du signal, - la fréquence du signal.

Après différents tests préliminaires sur l’émission acoustique de notre structure, nous avons décidé de fixer le seuil à 35 dB afin d’évacuer lors de l’essai le plus grand nombre de bruits provenant des vérins hydrauliques. 5.1.4 Localisation de l’émission La localisation vise à déterminer le point où la zone dans laquelle s’est produite l’émission acoustique donc le phénomène physique émissif. Elle est effectuée à l’aide de la méthode de triangulation en utilisant le temps d’arrivée sur plusieurs capteurs. Un algorithme adapté à la géométrie de la maille de localisation calcule par la suite la position de la source.

chapitre 4


166

Nous avons décidé de réaliser une localisation des émissions acoustiques de type bidimensionnel afin de déterminer la zone sous la dalle la plus émissive. Nous avons placé quatre capteurs sous la travée Nord de la dalle de part et d’autre du diaphragme (fig. 4.26 et 4.49).

Figure 4.46 : Position des 4 capteurs acoustique dans la travée Nord – vue du dessous La localisation bidimensionnelle permet de ramener dans le plan de la figure 4.49 toutes les émissions. Les fissures du diaphragme sur toutes ces surfaces sont donc ramenées dans ce plan.

5.2. RÉSULTATS DE L’EMISSION ACOUSTIQUE Tous les résultats présentés ci-dessous sont obtenus en conservant uniquement les émissions acoustiques provenant de la surface de localisation afin d’éliminer tous les autres sources d’émission parasite de l’essai (glissement des appuis, vérins).

Figure 4.47 : Distribution d’amplitude en dB pendant l’essai

poutre Nord diaphragme capteur acoustique

1,10

0,50

poutre P2

Dalle – travée Nord

Nombre de salves

Amplitude (dB)

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L’activité acoustique est caractérisée par des signaux dont les amplitudes sont comprises entre 35 (la valeur seuil de l’acquisition) et 70 dB (fig. 4.50). Le plus grand nombre de salves a une amplitude entre 40 et 45 dB, ce qui confirme que notre valeur seuil est bien choisie et que l’émission acoustique est abondante pour des amplitudes importantes.

Figure 4.48 : Description des salves en fonction de la charge (a) énergie moyenne cumulée, (b) nombre de coups cumulé, (c) nombre de hits cumulé L’évolution de l’activité acoustique cumulée (énergie moyenne, nombre de coups et nombre de salves) en fonction du chargement est représentée sur la figure 4.51. Le nombre de coups (b) et le nombre de salves (c) indiquent que l’activité acoustique commence à la charge de 260 kN. Au-delà de ce chargement, trois phases d’activité acoustique (I, II, III) sont mises en évidence. La première phase (I) se situe entre la charge de 260 kN et 440 kN. Elle correspond à l’initiation de l’activité acoustique de notre structure. Elle se caractérise par une très basse énergie. Nous pouvons considéré que cette activité correspond aux déplacements ou glissements des différents éléments de notre structure entre eux et qu’elle ne caractérise pas un début d’endommagement.

kN

kN

kN

Energie moyenne

Nombre de coups

Nombre de salves

(a)

(b)

(c)

I II III

I II III

I II III

chapitre 4


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La deuxième phase (II) (la charge est comprise entre 440 kN et 700 kN) est plus significative puisque l’activité acoustique devient beaucoup plus importante en même temps que l’énergie. Pour ce taux de chargement, nous avons constaté que le comportement transversal du diaphragme n’était plus linéaire et que la travée Nord de la dalle commençait à fléchir en entraînant le déversement de la poutre Nord. La dernière phase (III) est la plus importante car elle montre un saut important de l’activité acoustique de nature très énergétique à partir de la charge de 700 kN. Nous avons montré qu’à cette charge, la ruine de la structure est initiée. L’utilisation de l’émission acoustique permet de retrouver les trois zones du comportement de la structure et donne une bonne indication de la charge ultime. La localisation des émissions (fig. 4.52) montre une très forte activité à l’emplacement du diaphragme. Cette localisation est obtenue par les quatre capteurs positionnées sur un plan de la dalle (fig. 4.23) donc toutes les émissions de la dalle et du diaphragme au dessus de ce plan sont retranscrites dans ce plan. La localisation obtenue (fig. 4.49) correspond bien aux zones où se sont développées les fissures, elle est donc bien représentative de la réalité.

Figure 4.49 : Localisation des émissions entre les quatre capteurs Cette technique couplée aux méthodes classiques de mesures a été performante pour définir différents régimes. Un développement de ces mesures pourra à terme être considéré comme un bon indicateur d’endommagement.

Position du diaphragme

chapitre 4


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6 CONCLUSIONS Dans ce chapitre nous avons analysé expérimentalement et numériquement le comportement d’une structure quadripoutre comportant un diaphragme en béton. La comparaison calcul-expérience donne des résultats satisfaisant et permet de valider la modélisation numérique effectuée sur l’ouvrage réel (chapitre 3). L’expérimentation nous permet de valider le concept d’un diaphragme en béton. En dessous de 400 kN, le comportement de l’ouvrage est linéaire et aucun dommage n’est obtenu. Cette charge est trois fois plus importante que celle de l’UIC. Le diaphragme en béton peut être considéré comme une poutre infiniment rigide jusqu’à cette charge. Nous pouvons donc conclure que le diaphragme en béton peut remplacer le diaphragme en acier sur ce type de structure. Le rôle du diaphragme est principalement d’empêcher les vibrations des poutres sous certaine vitesse critique du TGV. Le diaphragme en béton remplira ce rôle sans difficulté et il est probable que la connexion ne subisse pas spécifiquement de problèmes de fatigue car les raidisseurs verticaux métalliques, qui simplifient le coffrage, permettent aussi de supprimer le phénomène de respiration des poutres. Cependant, il serait particulièrement intéressant de vérifier ce point par des essais dynamique et de fatigue. Lorsque la charge devient plus importante, les désordres sont obtenues sur les poutres métalliques qui ont tendance à se déverser légèrement pour suivre la flexion du diaphragme. Cependant jusqu’à l’initiation de la ruine, obtenue à 700 kN par la plastification de la poutre extérieure la plus sollicité, les contraintes dans la connexion des armatures traversantes restent bien au-dessous de la limite de plasticité. Notre connexion est donc performante même pour des charges ultimes. L’utilisation de nouvelles mesures expérimentales comme l’émission acoustique permet de corréler le comportement mécanique avec le taux d’endommagement de notre structure. Cet outil peut donc compléter les mesures plus traditionnelles pour déterminer l’état de la structure. De plus, la localisation des émissions permet d’obtenir une bonne cartographie des emplacements des désordres occasionnés lors de l’essai. Cette localisation pourrait à l’avenir être affinée sur des parties spécifiques pour déterminer plus précisément les lieux de ruptures (goujons de la dalle, glissement du béton à la connexion, etc).

Conclusion générale


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Documents

CHAPITRE 4 EXPÉRIMENTATION D’UN ENTRETOISEMENT EN …csidoc.insa-lyon.fr/these/2004/sieffert/12_chapitre_4.pdfThèse : l’entretoisement des ponts mixtes multipoutres ferroviaires