La durabilité des bétons : Bases scientifiques pour la formulation de bétons durables dans leur environnement

Association Technique de l’Industrie des Liants Hydrauliques Sous la direction de Jean-Pierre OLLIVIER et Angélique VICH...

Author: Jean-Pierre Ollivier | Angélique Vichot | Collectif

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Association Technique de l’Industrie des Liants Hydrauliques Sous la direction de Jean-Pierre OLLIVIER et Angélique VICHOT

LA DURABILITÉ DES BÉTONS

Bases scientifiques pour la formulation de bétons durables dans leur environnement Sommaire

Quitter

Avant-propos

Les ouvrages en béton sont conçus et construits pour durer. Pour combien de temps? Il est difficile de répondre à cette question, même si l’Eurocode 0 précise des « durées d’utilisation de projet », appelées couramment dans ce livre « durées de vie », pour différentes catégories d’ouvrages. Désormais, les ouvrages sont donc dimensionnés pour une durée de vie explicitement prescrite tout en prenant en compte l’environnement dans lequel ils se trouvent. Certains pour des durées de vie exceptionnelles comme c’est le cas du tunnel sous la Manche (120 ans), du pont sur le Tage (120 ans), du viaduc de Millau (120 ans). Pour respecter de telles prescriptions, le calculateur doit disposer de règles de dimensionnement basées sur la connaissance des modes de dégradations du béton (et du béton armé ou précontraint) et sur des modèles prédictifs des dégradations. L’ingénieur matériau doit, lui, apporter des solutions permettant aux ouvrages de mieux résister aux agressions de l’environnement. La garantie d’une durée de vie satisfaisante doit être trouvée en associant des matériaux adaptés à l’environnement, des méthodes de mises en œuvre et de cure soignées, des outils de calculs prenant en compte les dégradations possibles des ouvrages tout en maintenant une bonne sécurité. Si, au-delà de la durée de vie indiquée dans l’Eurocode, l’ouvrage est encore utile dans des conditions de sécurité acceptables pour les usagers, il continuera à servir, moyennant toujours un entretien et une maintenance régulière. En 1992, paraissait aux Presses des Ponts et Chaussées La durabilité des bétons. Quinze ans plus tard, la rédaction d’un nouveau livre est apparue nécessaire au vu des connaissances nouvelles ainsi que des fortes évolutions normatives. Ce nouveau livre fait toutefois quelques emprunts à la première version, et nous tenons à remercier ses auteurs qui ont préparé la fondation solide sur laquelle nous nous sommes appuyés. Dans le nouveau contexte normatif, le calcul d’un ouvrage en béton doit être précédé d’une analyse sur les actions dues à l’environnement. Ces actions, réparties en classes d’exposition, déterminent des valeurs limites applicables à la composition du béton mais aussi une classe de résistance minimale du béton (norme NF EN 206-1) et une épaisseur minimale de l’enrobage des armatures (NF EN 1992, Eurocode 2). À côté de cette approche prescriptive de la durabilité, une approche

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performantielle est autorisée par la norme NF EN 206-1. Elle consiste à appréhender la durabilité des bétons en considérant aussi certaines caractéristiques ou propriétés du matériau dont on sait qu’elles présentent un intérêt pour prévoir son évolution lorsqu’il est exposé à des conditions environnementales données. La mise en œuvre de cette approche va de pair avec la définition de grandeurs, appelées indicateurs de durabilité et avec le développement de modèles prédictifs du comportement des bétons dans différents environnements. L’utilisation de méthodes performantielles est enfin facilitée par une meilleure maîtrise de la mesure des indicateurs de durabilité. L’adoption de méthodes de mesure unifiées facilite en outre les échanges de données entre laboratoires et autorise la conduite de recherches coordonnées qui permettent de mieux comprendre les phénomènes de dégradation et de développer ainsi des modèles prédictifs plus performants. Le chapitre premier de ce livre présente le positionnement des bétons vis-à-vis du développement durable. En effet, la durabilité d’un ouvrage en est un des points clés, car plus elle est importante plus l’impact environnemental global diminue. Le livre est ensuite organisé en deux parties. Dans la première partie, les bases scientifiques pour la formulation de bétons durables sont présentées. Le béton est un matériau résistant mais poreux. Sa stabilité dans le temps dépend des réactions chimiques qui peuvent se produire avec le milieu environnant. Deux chapitres (2 et 4) de cette première partie traitent plus particulièrement de ce thème. Il y est question de l’hydratation du ciment Portland, constituant de base de la plupart des bétons de structure, de la stabilité des produits d’hydratation dans différents milieux et des outils de modélisation pour décrire l’évolution de la composition chimique du matériau dans un environnement donné. La résistance du béton aux agressions extérieures peut être fortement améliorée en réalisant des matériaux compacts qui s’opposent durablement à la pénétration des agents agressifs. Dans le chapitre 3 la formation de la structure poreuse et les transferts de matière à travers le béton sont présentés. La façon de concevoir des matériaux qui s’opposent à la pénétration des fluides y est décrite et la nécessité de réaliser une cure soignée est démontrée. La pénétration des agents agressifs peut aussi avoir lieu grâce à des fissures. Certaines, telles que les fissures fonctionnelles du béton armé, ne peuvent être évitées. Les codes de calcul en limitent l’ouverture en fonction de l’agressivité du milieu. Par contre, la fissuration précoce doit être évitée. Pour cela il est nécessaire de bien connaître les phénomènes de retrait. De même, une autre déformation différée, le fluage, peut mettre en cause la durabilité des ouvrages. Ces différents aspects sont discutés dans les chapitres 5 et 6. La deuxième partie du livre présente la durabilité des bétons dans leur environnement. Le contexte normatif est d’abord décrit (chapitre 7). Les ouvrages en béton disposent désormais d’un support normatif complet. L’ensemble des textes

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Avant-propos

(normes européennes, complétées par des référentiels nationaux) couvre, en effet, les différents aspects liés à la construction des ouvrages. Parallèlement à l’approche prescriptive basée sur des obligations de moyens, de nouvelles méthodes reposant sur une approche performantielle de la durabilité sont développées. C’est l’objet du chapitre 8. Les chapitres suivants sont consacrés à l’étude de quatre questions spécifiques : la durabilité des armatures et du béton d’enrobage (chapitre 9), la durabilité du béton en ambiance hivernale rigoureuse (chapitre 10), la durabilité du béton face aux réactions de gonflement interne : réaction alcali-silice et réaction sulfatique interne (chapitre 11), puis face aux eaux agressives (chapitre 12). Après avoir étudié les mécanismes de dégradation, les auteurs s’attachent à décrire les moyens de formuler des bétons durables dans ces divers environnements. Le chapitre 13 traite de la durabilité des bétons face aux incendies. Enfin, les chapitres 14 et 15 présentent les solutions spécifiques apportées par les ciments d’aluminates de calcium et par les ciments prompts naturels. Jean-Pierre OLLIVIER Angélique VICHOT

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CHAPITRE 1

Béton et développement durable A. CAPMAS

Il semble difficile aujourd’hui de parler de durabilité des bétons sans mentionner le positionnement des bétons vis-à-vis du développement durable. Bien entendu, la durabilité est l’un des facteurs les plus importants dans le développement durable. On imagine mal d’envisager la démolition d’une construction en béton au bout d’une période courte ! Mais le développement durable recouvre d’autres dimensions : 1) préserver la qualité de l’environnement, par la restauration, l’aménagement et le maintien des habitats essentiels aux espèces ainsi que par une gestion durable du recours aux populations animales et végétales; 2) améliorer l’équité sociale non seulement par la satisfaction des besoins essentiels des communautés humaines présentes et futures, mais aussi par l’amélioration de la qualité de vie, notamment par l’accès pour tous à un logement de qualité; 3) renforcer l’efficacité économique, c’est-à-dire favoriser une gestion optimale des ressources humaines, naturelles et financières, afin de permettre la satisfaction des besoins des communautés humaines, notamment par la responsabilisation des entreprises et des consommateurs.

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Figure 1.1 : le plus grand pont levant de France à Rouen (photo Arnaud Bertereau). L’audace et la performance au service de la collectivité et… pour longtemps (maîtres d’œuvre de conception : Arcadis-Serf-Michel Virlogeux-Aymeric Zublena Architecte-Eurodim).

1. LA PREMIÈRE DIMENSION DU DÉVELOPPEMENT DURABLE La première dimension du développement durable peut être abordée par l’analyse du cycle de vie. Il s’agit de calculer l’impact environnemental d’une « unité fonctionnelle », c’est-à-dire tout simplement une maison ou une route, sur l’environnement depuis sa conception jusqu’à sa disparition complète. L’analyse prend en compte toutes les matières premières utilisées, l’énergie (sous forme thermique, électrique ou de transport), ainsi que les émissions gazeuses et aqueuses. Ces impacts regroupent un ensemble de données, et peuvent être différemment exprimés selon les objectifs recherchés et les méthodes utilisées. La discipline n’est pas encore stabilisée, les méthodologies ne sont pas fixées et restent trop nombreuses pour assurer une véritable gestion en connaissance de cause. La norme internationale, l’ISO 14040, reste encore floue. La norme française P01-010, maintenant homologuée, exprime l’analyse de cycle de vie en 20 impacts environnementaux, regroupant un ensemble de 400 données de base mesurées ou calculées. Pour cha-

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Béton et développement durable

que dimension, un commentaire est fait pour le béton, plutôt en tendance qu’en affirmation, car les données doivent être recalculées pour chaque utilisation. Consommation d’énergie renouvelable. L’industrie cimentière française utilise 10 % de l’énergie thermique sous forme de biomasse pour produire du ciment, et met en place des éoliennes là où cela présente un intérêt. Il faut tout de même préciser que l’énergie électrique consommée par l’industrie constitue la demande « de base », régulière et sans « pointe ». La demande électrique régulière ne correspond pas à l’offre aléatoire d’une éolienne. En général, l’investissement d’une éolienne doit être complété par l’investissement d’une centrale thermique de puissance correspondante. Consommation d’énergie non renouvelable. L’industrie cimentière représente une part importante de l’énergie non renouvelable consommée dans le béton, c’est pourquoi elle s’efforce d’économiser l’énergie fossile en lui substituant des déchets combustibles : environ le quart de l’énergie provient de cette filière, économisant ainsi l’importation d’environ 500000 tep/an. Par comparaison avec la brique ou l’acier, le béton est assez économe, car seule la partie liante est cuite. Consommation de ressources non énergétiques. Le béton est un consommateur de granulats. Cette ressource est abondante, et rien n’en prévoit la disparition. Il est cependant évident que les granulats pourraient être recyclés si la construction le prévoyait, à l’image des automobiles actuelles « recyclables par conception ». Un autre moyen de limiter la consommation de ressources est l’usage de bétons à hautes performances, qui assurent la même fonctionnalité en utilisant moins de matériaux. La France est pionnière dans le domaine des bétons à hautes performances, et la technologie française s’exporte bien. Il faut ajouter que les bétons à hautes performances ont en général une durabilité supérieure aux bétons courants. Consommation d’eau. Le béton utilise de l’eau pour la partie liante, intégrée dans la structure des hydrates. Par contre, le béton permet de canaliser et contenir l’eau pour en assurer un meilleur usage. Par cet exemple on voit la complexité de l’analyse de cycle de vie d’une fonctionnalité comme un réseau d’eau potable ou usée. Seule la prise en compte complète des éléments de construction, d’usage permet de caractériser l’impact environnemental. Un point clé : plus la durabilité de l’ouvrage est importante plus l’impact environnemental global diminue.

Déchets valorisés. Seule la construction routière permet aujourd’hui un recyclage satisfaisant des déchets produits par le chantier, y compris le recyclage des enrobés bitumineux. Pour le ciment, quelques sous-produits d’autres industries

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sont valorisés : le laitier, les cendres volantes, mais aussi une partie des boues d’aluminerie, des sables de fonderies. Ces produits peuvent faire l’objet d’un contrôle de qualité satisfaisant pour l’usage en construction.

Figure 1.2 : four de cimenterie (photo Syndicat français de l’industrie cimentière). Économiser les combustibles fossiles grâce à la valorisation énergétique.

Déchets éliminés. La production de béton génère une quantité marginale de déchets. Par contre, les déchets inertes liés à la démolition de constructions ne sont pas encore suffisamment recyclés bien qu’utilisables en remplissage. Changement climatique. L’impact sur le changement climatique illustre parfaitement la simplification à outrance des problématiques environnementales. La température moyenne de la Terre a augmenté de 0,6 °C depuis le début de l’ère industrielle, ce que l’histoire n’a jamais observé, entraînant des phénomènes météorologiques locaux exceptionnels. La courbe de montée de température suit celle de la population humaine de façon impressionnante. Le gâchis énergétique des pays développés peut être mis en cause1 : les champions sont les USA avec 20,02 t de CO2 par habitant, puis l’Australasie avec 12,2 t de CO2/hab., le 1. ADEME, « Changement climatique, données 2002 ».

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Japon avec 9,14 t de CO2/hab., l’Europe de l’Ouest avec 8,28 t de CO2/hab. L’Amérique latine représente 2,79 t de CO2/hab., l’Afrique 1,39 t de CO2/hab. Ces données montrent l’importance de l’efficacité énergétique des pays. La France émet 6,2 t de CO2/hab. La production d’électricité représente 0,44 t de CO2/hab. en France contre 3,67 en Allemagne et 7,94 aux USA, ceci grâce au nucléaire. Les différences montrent bien les progrès réalisables par diffusion de techniques connues. La Communauté européenne a signé un engagement de réduction des émissions annuelles de gaz à effet de serre de 8 % entre 1990 et 2010. Cet engagement a entraîné une directive d’allocations et d’échanges de quotas, avec création d’une bourse d’échange pour optimiser économiquement la réduction des émissions industrielles et énergétiques. Cette méthode ne prend en compte qu’une partie du problème en ne traitant que la partie « production » de l’analyse de cycle de vie, et non l’ensemble. Un exemple caricatural vient du verre : pour faire un triple vitrage, très performant, il faut trois fois plus d’énergie, donc trois fois plus de CO2 émis à la production. Faut-il revenir pour autant à des simples vitrages minces et donc consommer beaucoup plus pour maintenir une température acceptable dans les logements ? La réponse est évidente. Le problème est le même avec le bâtiment, où les murs massiques apportent de l’inertie thermique, source de confort, mais aussi d’économies de chauffage et de climatisation. L’analyse de cycle de vie deviendra inévitablement un outil d’aide à la décision pour éviter les contresens. Acidification atmosphérique. Le béton n’a pas d’impact sur ce critère, sauf de façon très indirecte et marginale au travers des émissions de NOx et SOx des usines, mais aussi, en particulier, du transport. Le béton étant plutôt basique corrige l’eau légèrement acide dans les premiers temps d’usage, puis n’a rapidement plus aucun effet. Pollution de l’air. La pollution de l’air provient des émissions des cimenteries, installations classées pour la pollution et l’environnement (ICPE), et des poussières émises lors de la production des granulats et des bétons. Cette pollution reste minérale, et faible. Les émissions liées au transport des matériaux peuvent devenir non négligeables. Pour le béton, le transport reste faible en comparaison d’autres industries. Pollution de l’eau. Le béton n’a pas d’impact négatif sur l’eau, utilisé pour son stockage et son transport, il contribue même à en préserver la qualité.

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Figure 1.3 : tuyaux préfabriqués en béton (photo Cimbéton). Transporter l’eau potable en toute sécurité.

Pollution des sols. Le béton est souvent utilisé pour protéger les sols de la pollution, par exemple en parois moulées. L’impact sur les sols est souvent positif selon l’usage. Destruction de la couche d’ozone stratosphérique. La destruction de la couche d’ozone provient essentiellement des chlorofluorocarbures (CFC), interdits maintenant mais toujours utilisés. Ce gaz n’est pas produit en construction. Par contre, la couche d’ozone est sensible aux variations climatiques, et il est possible de voir des évolutions fortes pour cette raison, non prise en compte actuellement dans cette dimension. Formation d’ozone photochimique. Comme l’acidification, l’impact est indirect et surtout lié au transport. Cet impact est sans objet pour les bétons mis en œuvre. Atteinte à la biodiversité. Sans objet pour les bétons qui n’ont pas d’impact sur la biodiversité, car ils ne modifient pas le milieu ambiant. Contribution à la qualité sanitaire des espaces intérieurs. Le béton n’a pas d’impact sur l’air. Il faut par contre se rappeler que les produits organiques (tels que colles et peintures) peuvent avoir un impact non négligeable. Contribution à la qualité sanitaire de l’eau. Les tests de lixiviation montrent que l’eau potable est souvent en contact avec du béton, sans impact sanitaire. Dans certains cas c’est, à l’inverse, le passage de l’eau qui peut entraîner une précipitation (marginale mais non nulle) de métaux lourds dans la porosité du béton par effet de pH.

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Confort hygrométrique. Les dimensions de confort restent des facteurs qualitatifs. Le béton est un excellent isolant hydrique, souvent utilisé pour cette fonction en fondation. Confort acoustique. Le béton est utilisé en murs acoustiques le long des autoroutes, car il absorbe les aigus. Il faut, là encore, prendre en considération la conception et, en particulier, la surface pour éviter des phénomènes d’écho. En construction, il faut éviter les murs d’un seul tenant pour éviter la transmission de certains sons. Ces rupteurs acoustiques sont classiquement utilisés. Confort visuel. Le béton est une surface trop connue! Mais les évolutions des qualités de parement sont la preuve d’un confort visuel retrouvé.

Figure 1.4 : chambre des métiers de Loire-Atlantique, Sainte-Luce (architecte Jean-Pierre Lott ; photo Jean-Michel Landecy). Le béton au service des formes les plus audacieuses

Confort olfactif. Sans objet : le béton n’a pas d’odeur une fois durci.

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La simple lecture de ces modes d’évaluation de la première dimension du développement durable permet de situer les questions de durabilité des bétons dans ce contexte d’analyse de cycle de vie. Le défaut principal du béton est l’utilisation des ressources énergétiques et non énergétiques non renouvelables. Sa principale qualité est la durabilité, qui donne un cycle de vie très long et limite donc l’impact de cette utilisation.

Il faut relativiser l’impact direct du béton par la fonction qu’il remplit, et les économies d’impacts ultérieurs qu’il génère. Une construction qui nécessiterait un entretien régulier et important peut, en effet, totalement renverser l’analyse de cycle de vie de l’ensemble. Les évaluations faites par calcul montrent que la phase de construction ne représente qu’environ 10 % de l’impact environnemental d’un bâtiment ou d’un kilomètre de route. Ces proportions donnent une idée de l’impact de la qualité d’usage des bâtiments et de l’impact de la durabilité des ouvrages. Il faut rappeler qu’en France le chauffage des bâtiments avec des combustibles fossiles représente 18,4 % des émissions totales, soit pratiquement autant que l’agriculture (19,3 %) et l’industrie (20 %). Le chauffage des bâtiments est en croissance de 14 % par rapport à 1990, alors que l’industrie est en baisse de 22 % par rapport à 1990 (année de référence de l’accord de Kyoto de réduction des gaz à effet de serre).

Figure 1.5 : le lycée Jean-Jaurès près de Montpellier (photo et architecte Agence Pierre Tourre). Une architecture béton pour le confort d’été.

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2. LA DEUXIÈME DIMENSION DU DÉVELOPPEMENT DURABLE La deuxième dimension du développement durable est d’améliorer l’équité sociale. Cette dimension est très largement tournée vers la construction et l’habitat. L’enjeu des matériaux de construction est donc majeur. La construction de logements sociaux est devenue un véritable enjeu politique, il faut, certes, construire rapidement et à moindre coût, mais aussi répondre aux besoins des générations futures. La comparaison des différents matériaux de construction doit se faire dans le cadre de l’analyse de cycles de vie. Le béton est évidemment au cœur de ces questions dans la mesure où il représente 90 % du marché de la construction. Si la problématique peut être posée en termes simples, elle reste difficile à aborder dans sa totalité. Le ratio entre l’investissement nécessaire et le coût ultérieur de fonctionnement de l’ouvrage fait partie des équations difficiles à résoudre. La durée prévue de l’ouvrage peut aussi être un paramètre clef de l’investissement : le tunnel sous la Manche, le pont Rion-Antirion en Grèce, le viaduc de Millau sont des ouvrages à durée de vie prévue de 120 ans. Le musée des Arts premiers de Paris a été conçu pour une durée de vie de 20 ans (il n’est, bien sûr, pas en béton!). Une maison est, en général, prévue pour durer 50 ans. Les facteurs sociaux ont évidemment une influence notable: les « barres » de HLM des années soixante sont aujourd’hui détruites, car ne correspondant plus aux nouvelles données sociétales, et sont remplacées par des ensembles immobiliers plus adaptés aux temps modernes. Trop lentement d’ailleurs, car il manque en France en général, et, plus particulièrement, à Paris plusieurs centaines de milliers de logements sociaux. L’équité sociale n’est pas encore atteinte. Le béton permet d’y contribuer, restant de loin le matériau le plus économique et le plus utilisé au monde pour la construction. Ne parler que de logements dans cette dimension sociale serait réducteur, car l’aménagement urbain, tant apprécié aujourd’hui, avec les zones piétonnes et les transports collectifs, n’a jamais été plus consommateur de béton. Coloré, texturé, matricé, la diversité d’aspect des bétons est si Figure 1.6 : logements sociaux à grande que peu de personnes parviennent à iden- Fontenay-aux-Roses « Toit et Joie » (photo Éric Thierry). tifier ce matériau caméléon qui se fond harmoUn béton doux au regard, nieusement dans le paysage urbain. doux pour les factures de chauffage.

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3. LA TROISIÈME DIMENSION DU DÉVELOPPEMENT DURABLE La troisième dimension, l’efficacité économique, est probablement celle qui s’approche le plus directement de la notion de durabilité. Le béton est un matériau durable en ce sens qu’il ne nécessite, dans la majorité des cas, ni protection, ni entretien spécifique. La grande majorité des structures de génie civil sont en béton brut et ne font l’objet que de surveillance visuelle régulière. Les ouvrages à problèmes sont pratiquement toujours des ouvrages présentant un défaut de conception ou de réalisation. La plupart du temps, l’optimisation économique est d’éviter les protections, consommatrices de temps et de ressources, en acceptant le risque de problèmes spécifiques de durabilité. Le béton pourrait être peint, enduit, traité, avec des armatures inoxydables pour réduire totalement le risque de dégradation. Ce calcul est rarement économiquement intéressant, le plus souvent réservé à des cas très particuliers comme les ponts de grande portée ou le stockage des déchets nucléaires.

Figure 1.7 : pont TGV Perpignan-Figueras (architecte Architecture Neel ; maîtrise d’œuvre Ingérop, Sener, Arcadis ; photo Régis Bouchu-Actophoto). Limiter l’impact environnemental avec un objectif centenaire.

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4. CONCLUSION En conclusion, on constate à l’usage que les concepts du développement durable se construisent dans une complexité évidente, contraire aux tentatives permanentes de simplification des problèmes. Les analyses de cycles de vie ne sont pas encore « mûres », car les données d’entrée restent entachées d’une incertitude forte. La liste des dimensions à prendre en compte dans ces analyses pour réduire l’empreinte écologique des activités humaines est aujourd’hui certainement loin d’être exhaustive. Pour autant, l’appréciation qualitative du béton dans les dimensions aujourd’hui référencées montre que ce matériau n’a pas à être cloué au pilori de l’écologiquement correct. Et, dans tous les cas, sa durabilité est le facteur fondamental pour réduire son impact.

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CHAPITRE 2

L’hydratation des ciments A. NONAT

Résumé L’objectif de ce chapitre est de rappeler les bases scientifiques et techniques nécessaires à la compréhension des phénomènes qui interviennent dès lors que l’on mélange une poudre de ciment avec de l’eau pour conduire à ce qui constituera la phase liante du béton. Bien que cette transformation d’une suspension de particules en un solide dur et résistant soit assez extraordinaire, elle obéit à des règles simples qu’il convient de bien garder en tête parce qu’elles vont également fixer la durabilité du béton. Après une présentation sommaire du ciment Portland et de ses composés, on décrira le moteur de l’hydratation qui est l’évolution chimique du ciment dans l’eau et les caractéristiques des produits formés au cours de ces réactions. On montrera comment la microstructure de la pâte de ciment durcie se construit par l’hydratation et pourquoi le solide formé est poreux.

Mots-clés CIMENT PORTLAND, CINÉTIQUE, CLINKER, DISSOLUTION/PRÉCIPITATION, HYDRATATION, HYDRATES, MICROSTRUCTURE, THERMODYNAMIQUE.

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1. INTRODUCTION Le ciment est un matériau que tout le monde croit connaître tant il est courant. On l’emploie en effet pour fabriquer le béton qui est le matériau de construction le plus utilisé au monde. La raison en est son faible coût, sa facilité de mise en œuvre et sa disponibilité pratiquement universelle. Il suffit, en effet, de mélanger un peu de poudre avec de l’eau, du sable et des graviers pour obtenir, à température ambiante et en quelques heures, un matériau dur. Bien que près de deux milliards de tonnes de béton soient produites de cette manière par an, tous les processus physico-chimiques à la base de cette transformation ne sont pas complètement bien compris et font encore l’objet de recherches. Dans ce chapitre, on s’intéressera essentiellement à l’aspect chimique des transformations, c’est ce qu’on appelle d’une manière générale l’hydratation. Ce simple nom cache cependant un ensemble de processus physico-chimiques qui obéissent aux lois générales de la thermodynamique et de la cinétique. La complexité de l’hydratation du ciment ne vient pas de la complexité des processus élémentaires eux-mêmes, ceux-ci sont en général bien décrits pour d’autres matériaux, mais de la complexité de la pâte de ciment : – le ciment est lui-même un matériau polyphasé, chacune des phases constitutives réagissant d’une manière différente ; – les réactions font intervenir une solution dont le volume est faible et confiné ; – les phases hydratées formées sont souvent difficiles à caractériser du fait de leur caractère amorphe ou nanocristallin ; – l’hydratation de chaque phase modifie la solution dans laquelle réagissent les autres. Pour simplifier l’approche, on adopte souvent la démarche d’étudier d’abord séparément chacune des phases qui constituent le ciment. C’est celle que l’on suivra dans ce chapitre.

2. LE CIMENT PORTLAND ET LES CIMENTS COMPOSÉS : GÉNÉRALITÉS ET NORMES Bien que déjà utilisé par les Romains, le béton a eu le développement qu’on lui connaît grâce à la découverte du ciment Portland au XIXe siècle. Celui-ci a été breveté par Aspdin sur la base des travaux de Louis Vicat sur les chaux hydrauliques. Le ciment Portland est un mélange de clinker et de sulfate de calcium dans un rapport d’environ 95-5 %. Le clinker est fabriqué par cuisson vers 1450 °C d’un mélange finement broyé et homogénéisé de calcaire et d’argile (ou de marnes) dans un rapport d’environ 80-20 % pour former des silicates de calcium ainsi que des aluminates et aluminoferrites de calcium.

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L’hydratation des ciments

La composition minéralogique moyenne du clinker de ciment Portland est donnée dans le tableau 2.1. Le caractère hétérogène de cette pierre artificielle est illustré sur la figure 2.1. Tableau 2.1 : composition minéralogique moyenne typique d’un clinker de ciment Portland, d’après [TAY 97]. Constituant

Notation cimentaire

Formule brute

% massique des différentes phases dans le clinker

Silicate tricalcique (alite)

C3S

Ca3SiO5

60-65

Silicate bicalcique (bélite)

C2S

Ca2SiO4

10-20

Aluminate tricalcique

C3A

Ca3Al2O6

8-12

Aluminoferrite tétracalcique

C4AF

Ca4Al2O10Fe2

8-10

C Figure 2.1 : clinker de ciment Portland. A = cristaux polygonaux de C3S ou alite ; B = cristaux arrondis de C2S ou bélite ; C = phase interstitielle, liquide à la température de cuisson, formée de C3A en microcristaux (gris) enchevêtrés avec C4AF (blanc réfléchissant). Microscopie optique en lumière réfléchie. Section polie attaquée par HNO3 + NaOH (× 200). (Courtoisie H. Hornain).

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La notation cimentière En chimie des ciments, on a l’habitude d’utiliser une nomenclature particulière pour écrire les transformations chimiques ; celle-ci utilise l’initiale des oxydes en place des symboles chimiques classiques : C = CaO S = SiO2 A = Al2O3 F = Fe2O3 M = MgO S = SO3 C = CO2 H = H2O… Ainsi les principaux constituants du ciment Portland s’écrivent : – silicate tricalcique, Ca3SiO5 ou 3CaO, SiO2 : C3S ; – silicate dicalcique, Ca2SiO4 ou 2CaO, SiO2 : C2S ; – aluminate tricalcique, Ca3Al2O6 ou 3CaO, Al2O3 : C3A ; – aluminoferrite tetracalcique, Ca4Al2 O10Fe2 ou 4CaO,Al2O3, Fe2O3 : C4AF ; – sulfate de calcium, CaSO4 ou CaO, SO3 : C S .

La composition minéralogique du clinker varie légèrement d’une usine à l’autre du fait qu’aucune carrière n’est identique à une autre. En particulier, en l’absence d’oxyde de fer, on obtient du clinker de ciment blanc qui ne contient pas d’aluminoferrite de calcium. À la sortie du four de cimenterie, après refroidissement rapide, les nodules centimétriques durs obtenus sont broyés avec du sulfate de calcium pour donner le ciment Portland. Les ciments composés résultent du mélange par cobroyage ou après broyage séparé du clinker avec d’autres constituants minéraux. La quantité de CO2 émise dans l’atmosphère pendant la fabrication du ciment Portland correspond grossièrement à 1 kg de CO2 émis par kg de clinker. Cette libération de CO2 provient pour environ 30 % des combustibles brûlés pour la cuisson et pour 70 % de la décarbonatation du calcaire. Pour limiter l’émission due à la consommation d’énergie fossile, on utilise en cimenterie de plus en plus de combustibles de substitution. Ceux-ci proviennent de déchets industriels aussi variés que les pneus usagés, les solvants et huiles ou de la biomasse (sciures de bois, boues de stations d’épuration…). Pour limiter la quantité de CO2 émise liée à la décarbonatation, une des solutions consiste à diminuer la quantité de clinker dans le ciment. Une partie du clinker est alors remplacée par des composés minéraux plus ou moins réactifs : – fillers calcaires ; – ajouts pouzzolaniques (fumées de silice, cendres volantes, schistes calcinés) ; – ajouts potentiellement hydrauliques (laitiers de haut-fourneau). On obtient ainsi différents types de ciment, identifiés suivant la nature et la proportion des ajouts dans le tableau 2.2.

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35-64

CEM III/A

Ciment pouzzolanique c

Ciment composé c

CEM IV

CEM V

65-89 45-64 40-64 20-38

CEM IV/A

CEM IV/B

CEM V/A

CEM V/B

31-50

18-30

–

–

81-95

66-80

36-65

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

6-10

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

21-35

6-20

–

–

–

–

P

Db –

naturelle

31-50

18-30

36-55

11-35

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

21-35

6-20

–

–

–

–

–

–

Q

naturelle calcinée

6-20 21-35

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

21-35

6-20

–

–

–

–

–

–

–

–

V

siliceuse

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

21-35

6-20

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

W

calcique

Cendres volantes

Constituants principaux Pouzzolanes

Fumée de silice

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

21-35

6-20

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

T

Schiste calciné L

–

–

–

–

–

–

–

–

–

21-35

6-20

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

–

LL

–

–

–

–

–

–

–

21-35

6-20

Calcaire

0-5

0-5

0-5

0-5

0-5

0-5

0-5

0-5

0-5

0-5

0-5

0-5

0-5

0-5

0-5

0-5

0-5

0-5

0-5

0-5

0-5

0-5

0-5

0-5

0-5

0-5

0-5

Constituants secondaires

a) Les valeurs indiquées se réfèrent à la somme des constituants principaux et secondaires. b) La proportion de fumées de silice est limitée à 10 %. c) Dans le cas des ciments Portland composés CEM II/A-M et CEM II/B-M, des ciments pouzzolaniques CEM IV/A et CEM IV/B et des ciments composés CEM V/A et CEM V/B, les constituants principaux, autres que le clinker, doivent être déclarés dans la désignation du ciment.

Ciment de hautfourneau 5-19

65-79

CEM II/B-M

CEM III/C

80-94

CEM II/A-M

20-34

65-79

CEM III/B

–

80-94

CEM II/B-LL

CimentPortland composéc

– –

80-94 65-79

CEM II/A-L

Ciment Portland CEM II/B-L au calcaire CEM II/A-LL –

–

80-94

–

–

–

–

–

–

–

65-79

65-79

– –

CEM B/T

80-94

CEM II/A-V

CEM II/B-W

80-94

CEM II/B-Q

CEM II/A-W

65-79

CEM II/A-Q

65-79

80-94

CEM II/B-P

CEM II/B-V

80-94 65-79

CEM II/A-P

–

21-35

6-20

CEM II/A-T

Ciment Portland au schiste calciné

Ciment Portland aux cendres volantes

Ciment Portland à la pouzzolane

90-94

CEM II/A-D

65-79

CEM II/B-S

Ciment Portland à la fumée de silice

80-94

CEM II/A-S

Ciment Portland au laitier

–

S

K 95-100

Clinker

CEM I

Laitier de haut-fourneau

Ciment Portland

Notation des 27 produits (types de ciment courant)

CEM III

CEM II

CEM I

Principaux types

Composition (pourcentage en masse) a

Tableau 2.2 : différents types de ciments suivant la norme EN 197-1.


29


Les matériaux ajoutés au clinker Les fillers calcaires. Ils sont constitués de calcaire broyé. Leur principale fonction est un rôle de remplissage. Une partie du clinker peut être remplacée sans grand impact sur les propriétés finales par un matériau pratiquement inerte comme le carbonate de calcium qui a une bonne affinité pour les hydrates du ciment. En fait, les fillers calcaires ne sont pas complètement inertes, ils conduisent à la formation de carboaluminates de calcium qui sont les AFm (voir § 3.2.2) les plus stables. Les ajouts pouzzolaniques. Ils tirent leur nom des pouzzolanes, cendres volcaniques utilisées par les Romains en mélange avec de la chaux pour faire leur ciment. Par extension, un matériau est dit pouzzolanique s’il conduit à des propriétés hydrauliques en mélange avec la chaux. Ces ajouts peuvent être d’origine naturelle comme les matériaux d’origine volcanique ou des sous-produits industriels comme les cendres volantes obtenues par dépoussiérage des gaz de chaudières alimentées au charbon pulvérisé ou les fumées de silice, sous-produit de l’industrie du silicium. Les ajouts hydrauliques latents. Ce sont des composés constitués au moins des mêmes oxydes que le clinker, CaO, SiO2, Al2O3 dans des proportions telles qu’ils conduisent à la formation des mêmes hydrates. Cependant, leur solubilité dans l’eau est très inférieure à celle des anhydres du clinker, de sorte qu’il est nécessaire de modifier le milieu pour qu’ils réagissent (activation). Ce sont essentiellement les laitiers granulés de haut-fourneau obtenus par trempe du surnageant de la fonte résultant de la fusion du minerai de fer.

3. L’HYDRATATION DU CIMENT « Hydratation » est un mot utilisé pour décrire de la manière la plus générale, l’ensemble des réactions qui interviennent dès que l’on mélange le ciment avec de l’eau. Comme toutes les réactions chimiques, celles- ci obéissent à des lois thermodynamiques (voir encadré ci-après) et cinétiques.

3.1. La thermodynamique de l’hydratation Dès que l’on met un minéral au contact de l’eau, il tend à se dissoudre jusqu’à atteindre sa solubilité dans le milieu considéré ; c’est la première étape de l’hydratation. La thermodynamique de la dissolution est définie par le produit de solubilité : tant que le produit d’activité des ions en solution est inférieur au produit de solubilité, la solution est sous-saturée par rapport à AB, le minéral AB se dissout. Au contraire, si le produit d’activité des ions est supérieur au produit de solubilité, la solution est sursaturée et c’est la réaction inverse, la précipitation, qui est thermodynamiquement possible. Ce comportement est illustré sur les figures 2.2a et 2.2b.

30


Dans le cas de l’hydratation du ciment, les phases anhydres qui le constituent conduisent en se dissolvant à une solution sursaturée par rapport à des phases hydratées moins solubles qui vont précipiter (figure 2.2c). 0,03

(B)

(B)

e ibr uil

0,02

État final 1

équil

0,01

ibre

État initial

0,01

0,03

État 2

0,015

0

0,01

0,02

(A)

(A)

(a)

(b)

équilib

re

équilibre 2

État final

0,02

État 1

0,02

0,01

0,01

E < 1 : dissolution 0

0,025 État initial

éq

0,02

0,03

E > 1 : précipitation

État final 2

(B)

0,03

0

0,03

0

0,005

0,02 0,025 0,03 État final

État initial

(A)

(c)

Figure 2.2 : les trois diagrammes illustrent la thermodynamique de la dissolution et de la précipitation à travers les diagrammes de solubilité. Les axes sont les activités (A) et (B) en solution, la courbe est la courbe de solubilité ; c’est le lieu des points qui satisfont le produit de solubilité. Sur cette courbe β = 1.(voir encadré ci-après). (a) Si on disperse le solide AB dans l’eau (état initial), il va se dissoudre parce qu’en dessous de la courbe de solubilité β < 1, la solution est sous-saturée et les activités (A) et (B) vont augmenter en solution en suivant la flèche. Si la quantité de AB n’est pas suffisante, on n’atteint pas la courbe de solubilité, et il reste une solution limpide (état final 1). Si le solide est en excès, il reste des grains de AB en équilibre avec la solution saturée (état final 2). (b) Si, au contraire, AB est dispersé dans une solution sursaturée, β > 1, les grains vont grossir en consommant les ions A et B qui sont en solution jusqu’à ce que le produit d’activité (A)(B) en solution soit égal au produit de solubilité c’est-à-dire jusqu’à ce que β = 1. (c) Dans le cas où il existe dans le système A-B-H2O, une phase moins soluble que AB (équilibre 2), alors en se dissolvant, AB enrichit la solution qui devient sursaturée par rapport à AB, xH2O par exemple (état 1) qui va donc précipiter pendant que AB va continuer à se dissoudre (état 2) : c’est ce qui se passe au cours de l’hydratation des liants. Une fois que tout AB se sera dissous, il ne restera que la phase AB, xH2O en équilibre avec sa solution saturée (état final).

Thermodynamique de la dissolution (voir aussi chapitre 4) Un minéral AxBy mis au contact de l’eau se dissout jusqu’à atteindre sa solubilité définie par l’équilibre de solubilité : (AxBy)solide ' xAsolution + yBsolution x

y

La loi d’action de masse associée à cet équilibre s’écrit : k = ( A ) équilibre ( B ) équilibre où (A) est l’activité de l’espèce A ; k est le produit de solubilité. La variation d’enthalpie libre liée à la dissolution s’écrit : x

y

(A) (B) Δ diss G = RT ln ---------------------k

31


(A)x(B)y est le produit d’activité des ions dans la solution. Tant que k < (A)x(B)y, ΔdissG est négatif, AxBy se dissout. x

y

(A) (B) On pose par exemple β = ---------------------- l’indice de saturation, on peut alors écrire : k ΔdissG = RTlnβ. Tant que β < 1 la solution est sous-saturée par rapport à AxBy,ΔdissG < 0, il se dissout. Quand β =1 la solution est saturée, ΔdissG = 0 l’équilibre de solubilité est atteint. Si β > 1, ΔdissG > 0, AxBy ne peut plus se dissoudre. Si la réaction est inversible, il doit précipiter.

3.2. L’hydratation des principales phases constituant le ciment 3.2.1. L’hydratation des silicates de calcium Le silicate tricalcique, Ca3SiO5, ou C3S en notation cimentière, est la principale phase constituant le clinker de ciment Portland. Dans le clinker on le nomme alite, ce n’est pas du silicate tricalcique pur, il contient un certain nombre d’impuretés en substitution dans son réseau cristallin. Dès qu’il est en contact avec l’eau, après une hydroxylation superficielle qui transforme les ions du solide en ions présents en solution [BAR 79, BAR 86], le C3S se dissout selon : Ca3SiO5 + 3 H2O → 3 Ca++ + H2SiO42– + 4 OH– La solution devient rapidement sursaturée par rapport à un hydrate moins soluble, l’hydrosilicate de calcium, noté C-S-H en notation cimentière, selon : x Ca2+ + H2SiO42– + 2(x-1) OH- + y H2O → C-S-H (ou xCaO, SiO2, yH2O) La stœchiométrie du C-S-H, généralement définie par le rapport molaire CaO/SiO2 (ou C/S en notation cimentière), varie avec la composition de la solution avec laquelle il est en équilibre. Le rapport C/S varie grossièrement entre 1 et 2 ; il est en moyenne de 1,7 dans une pâte de ciment Portland ordinaire [TAY 97]. De ce fait, en se dissolvant le silicate tricalcique libère plus d’ions calcium et hydroxyde que le C-S-H n’en consomme, la solution s’enrichit en ces ions et devient sursaturée par rapport à l’hydroxyde de calcium qui précipite sous forme de portlandite : Ca2+ + 2 OH– → Ca(OH)2 L’ensemble de ces trois réactions par lesquelles procède l’hydratation du C3S est souvent résumé par l’équation bilan suivante (ce n’est pas une réaction chimique) : Ca3SiO5 + H2O → 1,7CaO, SiO2, yH2O + 1,3 Ca(OH)2 qui s’écrit en notation cimentière : C3S + H → C-S-H +1,3 CH

32


Le même enchaînement de réactions entre en jeu dans le cas du C2S pour aboutir à l’équation bilan : C2S + H → C-S-H + 0,3 CH

3.2.2. L’hydratation des aluminates de calcium Le même type de processus que dans le cas des silicates de calcium intervient lorsque l’aluminate tricalcique est mis au contact de l’eau. Son hydrolyse et sa dissolution conduisent à : Ca3Al2O6 + 6 H2O → 3 Ca2+ + 2 Al3+ + 12 OH– En milieu basique, du fait du caractère amphotère de l’aluminium, celui-ci se trouve majoritairement sous forme d’anions Al(OH)4–. Contrairement au cas des silicates de calcium, il existe plusieurs phases aluminates de calcium hydratés moins solubles que l’anhydre : outre l’hydroxyde d’aluminium, Al(OH)3, il existe, d’une part, Ca2Al2(OH)10,3H2O (C2AH8) et Ca4Al2(OH)14,6H2O (C4AH13) qui sont en fait les limites d’une solution solide dans laquelle le rapport C/A varie entre 2 et 4 selon la concentration en hydroxyde de calcium en solution, et, d’autre part, un hydroxyde mixte Ca3Al2(OH)12 (C3AH6). C’est ce dernier qui est thermodynamiquement le plus stable (le moins soluble), c’est donc l’état final vers lequel le système C3A-eau doit tendre en l’absence de tout autre constituant. Pourtant, les premiers se forment d’abord parce que, pour un même degré de sursaturation, le temps nécessaire pour former les premiers germes est plus court. Ils se dissolvent ensuite pour précipiter C3AH6. On rajoute au clinker du sulfate de calcium sous forme de gypse (CaSO4, 2H2O), de plâtre ou hémihydrate (CaSO4, 0,5H2O) ou d’anhydrite (CaSO4). Dans ces conditions, dans une solution contenant les ions Ca2+, Al3+, OH– et SO42–, la phase la moins soluble est le trisulfoaluminate de calcium hydraté Ca6Al2(SO4)3(OH)12, 26H2O ou ettringite (C6A S 3H32 en notation cimentière). C’est cette phase qui se forme tant que la concentration en sulfate en solution est suffisante. Lorsque tous les sulfates sont épuisés, ce sont les hydroaluminates de calcium comme C4AH13 et ses homologues mono-substitués (monosulfoaluminate de calcium, monocarboaluminate de calcium…) qui précipitent. En ce qui concerne l’hydratation du C4AF, elle conduit à la précipitation du même type de composés que ceux qui sont formés à partir de la dissolution du C3A, en particulier lorsque celle-ci est réalisée en présence d’hydroxyde de calcium. Dans ce cas, une partie des ions Al3+ dans les hydrates sont substitués par des ions Fe3+. Dans le cas contraire, une partie importante du fer précipite sous forme d’hy-

33


droxyde de fer, Fe(OH)3. C’est pour cette raison que, d’une manière générique, les hydroaluminates de calcium contenant ou non du fer sont appelés AFm. Une justification de cette terminologie en relation avec la structure sera donnée au paragraphe 3.4.3. De même les composés de type ettringite sont appelés AFt.

3.3. La réactivité des autres constituants du ciment 3.3.1. Les ajouts pouzzolaniques Ces composés sont riches en silice et pauvres en oxyde de calcium ; de ce fait ils sont très peu solubles dans l’eau. Dans une solution riche en hydroxyde de calcium, du fait du pH élevé, la silice se dissout selon : SiO2 + 2 OH– → H2SiO42– En présence des ions calcium de la solution, le C-S-H moins soluble précipite selon la même réaction que dans le cas des silicates de calcium : x Ca2+ + H2SiO42– + 2(x-1) OH– + y H2O → C-S-H (ou xCaO, SiO2, yH2O) Cependant en présence de silice solide, le rapport C/S du C-S-H est plus faible que celui obtenu à partir de la dissolution des silicates calciques. L’équation bilan de ces réactions de dissolution et précipitation est souvent appelée réaction pouzzolanique en référence au ciment romain constitué d’un mélange de chaux et de pouzzolannes. Il convient de se souvenir que ce n’est qu’un bilan de deux réactions et que ce n’est pas « la portlandite qui réagit avec la silice » comme c’est souvent énoncé.

3.3.2. Les ajouts potentiellement hydrauliques Les types mêmes de ces ajouts sont les laitiers granulés de haut-fourneau. Ils sont constitués de CaO, SiO2, Al2O3, MgO. La trempe que le laitier subit à la sortie du haut-fourneau confère une structure vitreuse à ce matériau. La teneur des différents oxydes varie d’un laitier à l’autre ; une fourchette de composition en oxydes est donnée dans le tableau 2.3. Tableau 2.3 : composition chimique donnée en pourcentage en poids des principaux oxydes, d’après [TAY 97]. SiO2

Al2O3

CaO

MgO

FeO

32-37

10-16

38-45

3-9

0,3-10

Les laitiers de haut-fourneau contiennent tous les éléments susceptibles de donner les mêmes hydrates que les ciments. Cependant, leur solubilité dans l’eau est trop faible pour conduire à des solutions suffisamment concentrées pour être sursaturées par rapport aux hydrates du ciment. Ils doivent être activés, c’est-à-dire que la solution d’hydratation doit être telle que leur solubilité soit augmentée. C’est le

34


cas dans une pâte de ciment Portland dans laquelle le pH est suffisamment basique. La silice contribue à la formation de C-S-H, l’alumine à des aluminates de calcium et de magnésium. Ces derniers constituent la famille des hydrotalcites dont la structure dérive de celle de la brucite (Mg(OH)2) selon le même mécanisme que les AFm dérivent de celle de l’hydroxyde de calcium.

3.4. Les propriétés des principales phases hydratées 3.4.1. La portlandite La portlandite est le nom minéralogique de l’hydroxyde de calcium cristallisé. Son nom vient, bien sûr, du fait qu’on la trouve dans le ciment Portland hydraté. C’est la phase la plus soluble de la pâte de ciment hydratée.

Sa solubilité dans l’eau est de l’ordre de 22 mmol/L à 25 °C soit environ 1,6 g/L, ce qui correspond à un pH de 12,6. Sa présence dans la pâte de ciment, par son équilibre de solubilité maintient le pH élevé de la solution interstitielle. Sa solubilité diminue avec la température. C’est également une des phases les mieux cristallisées. Elle cristallise sous forme de cristaux hexagonaux plus ou moins développés dans la pâte de ciment, les pores et l’interface pâte/granulat. Sa structure cristalline est de type hexagonal. Elle est constituée de plans d’ions calcium (plan ab) en environnement octaédrique assuré par 3 ions OH– de part et d’autre du plan, ce qui constitue un feuillet d’hydroxyde qui est répété selon l’axe c (figure 2.3).

c

OH– Ca++ OH–

b a (a)

(b)

Figure 2.3 : (a) structure cristalline de la portlandite ; (b) image en microscopie électronique à balayage de cristaux de portlandite (courtoisie D. Damidot). La morphologie est un reflet de la structure hexagonale.

35


3.4.2. Les silicates de calcium hydratés (C-S-H) Les C-S-H constituent la majeure partie de la phase liante de la pâte de ciment. On parle souvent de gel de C-S-H se référant à des composés amorphes. Ce sont en fait des composés nanocristallins constitués de particules nanométriques agrégées les unes aux autres (figure 2.4).

(a)

(b) Figure 2.4 : morphologie du C-S-H.

(a) Image en microscopie électronique à balayage de C-S-H poussant à la surface de grains d’alite [REG 75]. (b) Image de C-S-H observé en microscopie à force atomique. La différence de morphologie est due au fait que le vide du microscope électronique à balayage déshydrate le C-S-H et modifie la microstructure.

Les dimensions typiques de ces particules sont de l’ordre de 60 × 30 × 5 nm3 [GAU 98]. Elles présentent également une structure lamellaire ; chaque feuillet est constitué d’un double plan d’ions calcium coordinés de part et d’autre par les oxygènes de tétraèdres de silicates [TAY 86, NON 04]. Les silicates se présentent sous forme de lignes parallèles de dimères (figure 2.5). Une partie plus ou moins importante de ces dimères peuvent être pontés par un troisième tétraèdre formant ainsi des pentamères. L’interfeuillet contient des molécules d’eau et plus ou moins d’ions calcium. Le nombre de tétraèdres pontants et de calcium en interfeuillet dépend de la concentration de la solution interstitielle en hydroxyde de calcium ; c’est cette dépendance qui est à l’origine de la variation du rapport Ca/Si des C-S-H. Il semble bien qu’il existe trois phases distinctes de C-S-H, C-S-H-α correspondant à 0,66 < Ca/Si < 1, C-SH-β correspondant à 1 < Ca/Si < 1,5 et C-S-H-γ correspondant à 1,5 < Ca/Si < 2. Dans un ciment CEM I, on rencontrera essentiellement les C-S-H de plus haut rapport Ca/ Si ; en revanche, dans un ciment à la fumée de silice par exemple, on trouvera le C-SH-α à l’interface avec la fumée de silice. On distingue souvent également les C-S-H

36


par leur morphologie, en particulier, les C-S-H externes (outer product) de morphologie plutôt fibrillaire, qui se développent à partir de la surface des grains anhydres dans les pores de la pâte et les C-S-H internes (inner product) de morphologie plus compacte, qui occupent l’espace libéré par le grain d’alite qui se dissout. 30 nm

Tétraèdre pontant Dimère de silicate

feuillet

60 nm

5 nm

Plan de CaO

H

C

H

interfeuillet

H

H

Plan de CaO

Figure 2.5 : représentation schématique de la structure cristalline du C-S-H et relation avec la morphologie.

Du fait de la petite taille des particules qui le compose, la surface spécifique du C-S-H est très élevée (de l’ordre de 250 m2/g) [KAN 61] ; de ce fait les propriétés physicochimiques de la surface sont aussi importantes sinon plus que les propriétés du volume. En particulier, la principale caractéristique du C-S-H est qu’il porte une forte densité de charges électriques de surface. En effet, les tétraèdres de silicates portent un oxygène à chacun de leur sommet. Si ces oxygènes ne sont pas engagés pour connecter deux tétraèdres ou pour coordiner un ion calcium, ils portent des protons et forment des groupes silanols >Si-OH. En milieu basique, les groupes silanols de la surface sont ionisés selon : > Si–OH + OH– → >SiO– + H2O La densité de sites > Si-OH à la surface est fixée par la structure (4,8 sites/nm2) [VIA 01]. À haut pH, comme c’est le cas dans la pâte de ciment, la plupart des sites sont ionisés, ce qui donne une densité de charges de surface parmi les plus élevées des minéraux. Cette haute densité de charges de surface est à l’origine de la cohésion du ciment et joue un rôle important dans l’interaction des espèces ioniques avec la surface [PEL 97, JON 04].

En ce qui concerne sa stabilité le C-S-H est très peu soluble dans une solution saturée par rapport à la portlandite (quelques µmol/L, soit de l’ordre de 1 mg/L), sa solubilité augmente quand la concentration en hydroxyde de calcium en solution diminue et si le pH descend en dessous de 10, il se dissout au profit de la silice qui devient moins soluble [GRE 60].

37


3.4.3. Les aluminates de calcium hydratés On distingue les phases hexagonales (C2AH8–C4AH13) et la phase cubique C3AH6. Le C3AH6 ou hydrogrenat Le C3AH6, Ca3Al2(OH)12 est la forme la moins soluble des aluminates de calcium hydratés. Il présente la même structure cristalline que le grenat Ca3Al2(SiO4)3 dans laquelle chaque tétraèdre de silicate est remplacé par quatre ions hydroxydes qui occupent la position des oxygènes des sommets du tétraèdre (figure 2.6). Il existe en fait un domaine de solution solide entre les deux pôles Ca3Al2(OH)12 et Ca3Al2(SiO4)3 (Katoite) [DAM 95]. L’hydrogrenat est le produit de l’hydratation des ciments alumineux (chapitre 14), on le trouve rarement dans les ciments Portland hydratés à des températures normales.

(a)

(b)

Figure 2.6 : (a) structure cristalline de l’hydrogrenat ; (b) image en microscopie électronique à balayage de cristaux d’hydrogrenat.

Les phases hexagonales La structure des aluminates de calcium hexagonaux dérive directement de celle de la portlandite. Certains ions calcium du plan cationique du feuillet sont substitués par des ions Al3+. Il en résulte un excès d’une charge positive par calcium substitué. Cette charge positive est compensée dans l’interfeuillet par des anions ; ces anions sont des hydroxydes OH– dans C2AH8 et C4AH13 mais ce peut être également tout autre anion mono ou divalent (Cl–, CO32–, SO42–…) (figure 2.7).

38


Par exemple dans C4AH13, qui peut s’écrire encore 2([Ca2Al (OH)6]+OH-, 3H2O), un Ca2+ sur 3 est remplacé par un Al3+, et l’excès de charge est compensé par un OH-. On obtient le même type de composés avec des ions Fe3+. Pour une mole d’oxyde Al2O3 ou Fe2O3 substituant deux moles de CaO, il faut une mole d’anions divalents que l’on peut écrire en notation cimentière : C3A, CX. C’est la raison pour laquelle on les nomme AFm (A pour Al2O3, F pour Fe2O3 et m pour mono (1 CX)). Les hydrates les plus stables sont les carboaluminates de calcium qui se forment dans les ciments contenant des ajouts calcaire ou simplement à partir des carbonates dissous dans la solution interstitielle du fait du contact avec le CO2 atmosphérique.

Ca (OH)2 interfeuillet

×6 Insertions d'anions en interfeuillet pour compenser la charge

plans de cations

Substitution 1/5 Ca par Al feuillet chargé positivement

Ca2+

(Ca2+ / Mg2+ / Al3 / Fe3+)

OH–

anions

Figure 2.7 : représentation schématique de la substitution cationique et de la compensation de charge dans les phases de type AFm.

3.4.4. L’ettringite La structure de l’ettringite est très différente de celles des AFm. Elle est constituée de colonnes de cations coordinés par les oxygènes des hydroxydes et des molécules d’eau (figure 2.8). Les ions sulfate ne participent pas non plus à la coordination des cations, ils n’assurent que l’électroneutralité. Ils sont accueillis dans les canaux créés par les colonnes cationiques. Ils peuvent également être remplacés par d’autres anions tout comme l’aluminium peut également être substitué par du FerIII.

39


C6A S 3H32 s’écrit également C3A, 3C S d’où le nom de AFt donné à cette famille de composés.

octaèdres Al (OH)6 tétraèdres SO42– molécules H2O polyèdres CaO8

(a)

(b)

Figure 2.8 : (a) structure cristalline de l’ettringite ; (b) image en microscopie électronique à balayage de cristaux d’ettringite (courtoisie D. Damidot).

3.5. La cinétique de l’hydratation des principales phases du ciment La dissolution et la précipitation sont des réactions hétérogènes, elles font intervenir deux phases : une phase liquide, la solution, et une phase solide, celle qui se dissout ou précipite. Au contraire des réactions homogènes, il n’y a pas de lois cinétiques générales pour décrire les réactions hétérogènes, la vitesse de celles-ci dépend des caractéristiques de la surface du solide et de l’interface solide-solution. Les deux principaux paramètres qui vont contrôler la vitesse macroscopique de la réaction sont l’étendue de l’interface, c’est-à-dire la surface développée par le solide en contact avec la solution, et l’écart à l’équilibre autrement dit le degré de sous-saturation, dans le cas de la dissolution, et le degré de sursaturation, dans le cas de la précipitation. Plus l’écart à l’équilibre est grand, plus la vitesse interfaciale sera grande ; de même, plus l’étendue de l’interface est grande, plus la vitesse macroscopique globale sera grande. Par exemple, au cours de la dissolution d’un solide, si aucune autre réaction n’intervient, la vitesse macroscopique ne peut que diminuer : d’une part, la concentration des ions en solution augmente ce qui diminue l’écart à l’équilibre et, d’autre part, la taille des grains diminue également, ce qui diminue l’étendue de l’interface. Dans le cas d’un processus incluant la dissolution d’une phase et la précipitation d’une autre comme l’hydratation, l’étendue de l’interface de dissolution diminue alors que l’étendue de l’interface de précipitation augmente. Pour maintenir la vitesse globale de dissolution égale à la vitesse globale de précipitation, les concentrations en solution évoluent de telle sorte que l’écart à l’équilibre par rapport à

40


l’équilibre de solubilité de la phase qui se dissout augmente pour compenser la diminution de l’étendue de l’interface ; de ce fait, en même temps, l’écart à l’équilibre de solubilité de la phase qui précipite diminue, ce qui ralentit la vitesse interfaciale de précipitation. C’est ce que Barret a appelé le chemin cinétique de l’hydratation [BAR 88, BAR 90]. On peut rencontrer différents cas. Le plus simple est par exemple celui de l’hydratation du plâtre en gypse : l’évolution du pourcentage d’hydratation, c’est-à-dire le taux de disparition du plâtre ou le taux d’apparition du gypse, en fonction du temps est représenté sur la figure 2.9 : c’est une sigmoïde pratiquement symétrique qui s’étend entre 0 et 100 % d’hydratation. La vitesse instantanée de l’hydratation est la tangente en chaque point de la courbe ; elle est maximale au point d’inflexion. On observe donc successivement une période accélérée, puis une période décélérée. La période accélérée est contrôlée par la croissance du gypse dont l’augmentation de surface entraîne une consommation de plus en plus grande d’ions fournis par la dissolution du plâtre. Pendant ce temps, la surface du plâtre diminue, et il arrive un moment où sa dissolution ne suffit plus à fournir tous les ions que pourrait consommer la croissance du gypse. La vitesse diminue alors comme dans le cas de la dissolution pure. La réaction devient limitée par la dissolution. (2) 100

% hydratation

80 60

(1)

40 20 0

0

10

20

30 32

40

50

60

temps (minutes)

Figure 2.9 : avancement de l’hydratation du plâtre au cours du temps après malaxage avec de l’eau (eau/plâtre = 2). La vitesse d’hydratation est la tangente à la courbe. (1) Après le gâchage, la réaction accélère continûment jusqu’à 32 minutes : elle est contrôlée par la croissance du gypse dont la surface augmente et consomme de plus en plus d’ions fournis par la dissolution du plâtre. (2) À cet instant, la surface du plâtre diminuant, sa dissolution n’arrive plus à fournir tous les ions que pourrait consommer la croissance du gypse et la vitesse diminue jusqu’à disparition complète du plâtre.

3.5.1. Cas des silicates calciques Le cas de l’hydratation des silicates calciques est un peu plus complexe : l’évolution du taux d’hydratation en fonction du temps est représentée sur la figure 2.10

41


pour le silicate tricalcique. Le début de l’hydratation suit le même type d’évolution que dans le cas précédent, même s’il est plus lent. L’hydratation est contrôlée par la vitesse de croissance du C-S-H. Les particules nanométriques de C-S-H précipitent à la surface du grain qui se dissout et finissent par former une couche continue sur la surface du grain. À partir de ce moment, l’hydratation est contrôlée par la diffusion des ions à travers cette couche d’hydrate.

50

1,0E+05

6

8,0E+04 4

6,0E+04 4,0E+04

2 2,0E+04 0 0

200

400

600

800

0,0E+00 1 000 1 200

Temps (minutes)

(a)

40

Avancement (%)

1,2E+05

8

Quantité de chaleur (mJ)

Flux de chaleur (mW/g C3S)

Il est à noter que si les grains de C3S sont suffisamment petits pour être complètement dissous avant que la couche ne soit continue, on observe le même type d’évolution que dans le cas de l’hydratation du plâtre en gypse.

[Ca (OH)2] 22 mmol/L

30 C–S–H

20 [Ca (OH)2] 11 mmol/L

10

C–S–H

0 0

200

400

600

800

1 000

1 200

Temps (minutes)

(b)

Figure 2.10 : avancement de l’hydratation du C3S. (a) Dans le cas du C3S, l’avancement de l’hydratation peut facilement être obtenu par intégration du flux de chaleur dégagé par la réaction et mesuré par calorimétrie. (b) Au cours du processus de dissolution du C3S-précipitation du C-S-H, celui-ci se forme par germination hétérogène sur la surface du C3S [GAR 99] et des particules de C-S-H déjà précipitées, de telle sorte qu’assez rapidement une couche continue autour du grain d’anhydre va ralentir le processus de dissolution [GAR 01]. Le pourcentage d’hydratation pour lequel cette couche devient continue dépend de la granulométrie du C3S, de la température et d’une manière générale de tout ce qui peut faire changer localement la concentration en hydroxyde de calcium.

3.5.2. Cas des aluminates calciques En ce qui concerne la vitesse d’hydratation de l’aluminate tricalcique en particulier, le problème de son contrôle est un peu plus complexe et fait encore débat. En l’absence de sulfate de calcium, l’hydratation est très rapide, elle n’est contrôlée que par la vitesse de dissolution du C3A car la formation d’aluminates de calcium hydratés C2AH8 et C4AH13 est très rapide (figure 2.11b). Cela conduit d’ailleurs à un raidissement prématuré de la pâte (prise rapide ou flash set). C’est la raison pour laquelle on ajoute du sulfate de calcium au clinker. Dans ces conditions, l’ettringite est la phase la moins soluble, et c’est sa vitesse de croissance, qui est un processus beaucoup plus lent, qui contrôle la vitesse d’hydratation. Il se forme néanmoins un peu d’AFm au début de l’hydratation, c’est ce qui est à l’origine du

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premier pic intense observé sur la courbe de flux thermique mesuré par calorimétrie présenté sur la figure 2.11a. Une fois que tout le sulfate de calcium a été consommé pour former de l’AFt, on forme à nouveau du C4AH13 très rapidement à une vitesse contrôlée par la vitesse de dissolution du C3A ; c’est le deuxième pic sur la courbe de flux thermique de la figure 2.11a. Dans ces conditions, l’ettringite n’est plus la phase la moins soluble, elle se dissout partiellement, les ions libérés contribuant à précipiter du mono sulfoaluminate de calcium. Avancement de l'hydratation

Flux thermique (mW/g)

14 12 10 8 6 4 2 0 0

200

400

600

800

1 000

C 3A

1 0,8

C3A +gypse

0,6 0,4 0,2 0

0

500

1 000

Temps (minutes)

Temps (minutes)

(a)

(b)

1 500

Figure 2.11 : avancement de l’hydratation d’un mélange C3A-gypse. (a) Évolution du flux thermique libéré au cours de l’hydratation d’un mélange C3A-gypse. (b) Avancement de l’hydratation du C3A seul et du mélange C3A-gypse. On note l’effet ralentisseur introduit par la formation de l’ettringite. D’après [MIN 03].

L’hydratation du C4AF en présence de sulfate de calcium et d’hydroxyde de calcium suit le même type d’évolution que celle de l’hydratation du C3A. Elle conduit à de l’ettringite dont les ions Al3+ sont partiellement substitués par des ions Fe3+.

3.6. L’hydratation des ciments Le ciment est composé de nombreuses phases différentes qui contribuent chacune en se dissolvant, à alimenter la solution interstitielle de la pâte de ciment en différents ions. En retour, la nature et la concentration des ions en solution influent sur la dissolution des phases anhydres et des hydrates, de sorte que le mélange des phases constituant le ciment ne se comporte pas comme la simple superposition de l’hydratation de chaque phase. Une illustration de ce comportement en est donnée figure 2.12 sur laquelle sont comparées, d’une part, les courbes de flux thermiques libérés au cours de l’hydratation du C3S et du système C3A-gypse pris séparément et, d’autre part, au cours de l’hydratation de leur mélange.

43

14


Flux thermique (mW/g alite)


12 10 8

C3S

6 4 2 0 0

200

400

600

800

14 12

C3A–gypse

10 8 6 4 2 0

1 000

0

200

Temps (minutes)

400

1 000

Comparaison (1) + (2) calculé / (1) + (2) mesuré

14

14

(1) + (2) calculé



800

(b)

(a)

12

600

Temps (minutes)

10 8 6 4 2

12 10 8 6 4 2 0

0 0

200

400

600

800

1 000

0

200

400

600

Temps (minutes)

Temps (minutes)

(c)

(d)

800

1 000

Figure 2.12 : hydratation de C3S et du mélange C3A-gypse ainsi que du mélange des trois phases. (a) Flux thermique expérimental libéré au cours de l’hydratation de C3S seul. (b) Flux thermique expérimental libéré au cours de l’hydratation de mélange C3A-gypse. (c) Somme algébrique des contributions. (d) Flux thermique expérimental libéré au cours de l’hydratation du mélange C3S-C3A-gypse ; par comparaison avec la somme algébrique de la contribution des deux sous-systèmes on peut noter que c’est surtout l’hydratation du mélange C3A-gypse qui est affectée. D’après [MIN 03].

De ce fait, l’étude cinétique précise de l’hydratation d’un ciment est toujours difficile et d’autant plus que l’on y incorpore des ajouts plus ou moins réactifs. Néanmoins, on peut considérer en première approximation que les mécanismes de l’hydratation des différentes phases ne sont pas sensiblement modifiés. En particulier en ce qui concerne l’hydratation de l’alite, qui constitue la phase majeure du ciment Portland, celle-ci suivra le même type d’évolution que celle décrite au paragraphe 3.2.1. Une partie des C-S-H pourra cependant précipiter sur d’autres supports solides (fillers…), ce qui modifiera le pourcentage de réaction pour lequel l’hydratation est limitée par une couche continue d’hydrate. En ce qui concerne la nature des phases qui se forment, celles-ci sont les mêmes que celles qui précipitent lors de l’hydratation de chaque constituant du ciment.

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La pâte de ciment hydratée mature est constituée essentiellement de C-S-H ; on y trouve intimement mélangé avec les C-S-H, de la portlandite et des AFm, sulfoaluminates et carboaluminates de calcium, de l’ettringite, souvent bien visible dans les pores, et parfois des hydrogrenats, en particulier dans les bétons curés à température plus élevée. L’hydratation de l’alite sature la solution interstitielle en hydroxyde de calcium ce qui confère le pH élevé de la pâte de ciment. Dans le cas des ciments composés, ces conditions sont favorables à la solubilité des ajouts pouzzolaniques et des laitiers de haut-fourneau. Ces ajouts constituent alors une nouvelle source de silice, pour précipiter des C-S-H, et d’alumine, pour former de l’ettringite et/ou des AFm. Du fait de la présence d’oxyde de magnésium dans les laitiers, on trouvera en plus des composés de type hydrotalcite qui consomment une partie de l’aluminium ajouté.

3.7. La génération et les caractéristiques de la microstructure de la pâte de ciment On s’est intéressé jusqu’à présent aux processus chimiques qui conduisent aux produits de la réaction avec l’eau, des grains qui constituent le ciment. La principale propriété du ciment est, bien sûr, que son mélange avec l’eau conduit à un solide : la pâte de ciment hydratée. Sa microstructure résulte du caractère granulaire du produit de départ. Dans le milieu ionique que constitue la solution interstitielle et dans les secondes qui suivent la fin du gâchage, des forces attractives maintiennent les grains de ciment encore anhydres en contact [NAC 01] formant ainsi un solide poreux peu résistant. Celui-ci va être renforcé au cours de l’hydratation par la formation des hydrates, d’abord près des points de contact entre les grains anhydres, puis tout autour des grains, comblant ainsi, au fur et à mesure que l’hydratation se poursuit, l’espace laissé libre entre les grains et occupé initialement par l’eau. Cette évolution est schématisée sur la figure 2.13.

L’espace entre les grains, occupé initialement par l’eau, est la porosité capillaire. Deux caractéristiques de cette porosité capillaire sont particulièrement importantes : – son volume ; – sa connectivité. Le volume de la porosité capillaire dépend de la formulation du matériau cimentaire. Le premier paramètre est le rapport eau/ciment ; pour une quantité de ciment donnée, plus le volume d’eau est grand, plus l’espace initial entre les grains de ciment est grand et plus la porosité capillaire est grande. Le deuxième paramètre est la distribution granulométrique du matériau cimentaire : on peut diminuer la porosité capillaire si des particules plus fines sont capables de combler au moins partiellement l’espace entre les plus gros grains. Le troisième paramètre est le degré d’hydratation : le volume molaire des hydrates étant supérieur à celui des anhy-

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dres, l’espace occupé par le solide va augmenter au fur et à mesure de l’hydratation et la porosité capillaire diminuer. Cependant, le volume molaire des hydrates reste inférieur à la somme du volume molaire des anhydres et du volume d’eau nécessaire pour les former de sorte qu’il peut toujours subsister une porosité capillaire résiduelle si le le rapport eau sur ciment est trop grand même à hydratation complète [POW 48]. Le volume de la porosité capillaire est un paramètre déterminant la résistance de la pâte de ciment et donc du béton.

hydratation Figure 2.13 : représentation bidimensionnelle de l’empilement de grains de ciment dans la pâte. Un amas continu est formé dès la fin du malaxage du fait de l’existence de forces attractives entre les grains. L’espace laissé libre entre les grains constitue la porosité capillaire. Dans cette représentation constituée d’une seule couche de grains de même dimension, celle-ci est connectée par les cols autour des contacts intergranulaires. Compte tenu de la taille des grains de ciment, l’ordre de grandeur des pores capillaires est le micromètre. Au cours de l’hydratation, les hydrates remplissent progressivement les pores capillaires sans les combler totalement. Cette représentation 2D ne rend pas compte d’un élément important, la connectivité des pores capillaires.

Retrait chimique ou contraction Le Chatelier La formation du C-S-H à partir de l’hydrolyse du silicate tricalcique constitue la plus grande partie de la formation de la microstructure de la pâte de ciment. Compte tenu de la très faible solubilité des C-S-H, on peut considérer en première approximation qu’une mole de C3S fournit une mole de C-S-H. La stoechiométrie exacte en eau des C-S-H est difficile à déterminer : prise en compte uniquement de l’eau de structure des hydrates (eau non évaporable) ou prise en compte l’eau remplissant la nanoporosité (gel water). Si on inclut les deux, la valeur de quatre moles d’eau par mole de C-S-H est généralement admise [YOU 87]. Le volume d’une mole de C-S-H est plus petit que le volume initialement occupé par une mole de C3S et quatre moles d’eau, il s’en suivra donc une variation de volume absolu associée à l’hydratation. Cette variation de volume a été mise en évidence dès 1894 par Le Chatelier, c’est pourquoi on parle de retrait chimique ou contraction Le Chatelier. La valeur du retrait dépend du volume occupé par une mole de C-S-H qui peut varier légèrement suivant les conditions de l’hydratation. La présentation du retrait chimique est complétée aux chapitres 3 et 5.

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La connectivité du réseau capillaire est un paramètre particulièrement important pour la durabilité du matériau.

En effet, si l’ensemble de la porosité capillaire est interconnectée, les agents agressifs extérieurs peuvent pénétrer facilement dans le matériau, et sa dégradation en sera facilitée. La connectivité diminue au fur et à mesure de l’hydratation : les hydrates en se développant sont susceptibles de boucher les entrées des pores (figure 2.14). Lorsque l’hydratation progresse, il arrive un moment où les pores capillaires ne sont plus connectés entre eux que par la porosité des hydrates. Ce point est traité en détail au chapitre 3. L’origine de la porosité des hydrates est essentiellement de même nature que celle de la porosité capillaire : elle est due au caractère granulaire des produits d’hydratation. La plus grande partie de la matière hydratée de la pâte de ciment est constituée par les C-S-H qui sont, comme le montre la figure 2.4, des particules nanométriques. L’ordre de grandeur de la taille des pores des hydrates, ou nanopores, est de ce fait le nanomètre. Au cours du temps, la taille moyenne des pores capillaires diminue et la nanoporosité augmente avec la formation de C-S-H. Ceci est encore plus marqué avec des ajouts pouzzolaniques. Il est bien évident que la diffusion de fluides (liquide ou gaz) à travers la matrice cimentaire dépendra fortement du fait que la porosité capillaire est seulement connectée par la nanoporosité. Cet aspect est détaillé dans le chapitre 3.

(a)

(b)

Figure 2.14 : évolution au cours du temps de cure, de la connectivité de la structure poreuse d’une pâte de ciment (assimilée à des cylindres connectés entre eux) générée par simulation numérique. (a) La pâte de ciment vient d’être gâchée, les pores capillaires sont très interconnectés. (b) La pâte de ciment est âgée de 28 jours, les connexions entre pores capillaires sont beaucoup moins nombreuses [SCR 05].

47


3.8. La caractérisation de la microstructure La caractérisation de la pâte de ciment hydratée est toujours une tâche difficile parce qu’elle doit être décrite sur plusieurs ordres de grandeur en passant du nanomètre au millimètre, voire au mètre pour le béton. Ainsi, sa description requiert une association de plusieurs techniques qui permettent une description généralement bidimensionnelle qui pourront permettre parfois un passage à la connaissance de la microstructure tridimensonnelle. Comme la microstructure est évolutive, on doit essayer de privilégier, quand ceci est possible, des techniques non destructives.

4. CONCLUSION L’hydratation du ciment est une somme de processus chimiques qui conduisent à la transformation de phases anhydres en différentes phases hydratées. Ces transformations chimiques s’accompagnent d’un ensemble de processus physiques qui participent à la construction de la microstructure de la pâte de ciment. Les lois qui gouvernent l’hydratation du ciment, c’est-à-dire l’évolution des phases anhydres au contact de l’eau en phases hydratées, gouvernent de la même manière l’évolution des phases hydratées si elles sont mises en contact avec un milieu dans lequel des phases moins solubles sont susceptibles d’exister selon les lois thermodynamiques rappelées dans ce chapitre. Dans le premier cas, les réactions entre des grains en suspension concentrée dans une phase aqueuse conduisent rapidement à la transformation partielle du produit de départ en phases hydratées et à la formation d’un solide à microstructure complexe. Dans le second cas, c’est-à-dire l’évolution d’une pâte de ciment durcie soumise à un environnement extérieur, c’est à travers la surface externe et interne, la surface développée par les pores capillaires et les nanopores, que les différentes phases hydratées qui constituent le solide massif vont être en interaction avec le milieu extérieur ; cette interaction sera donc d’autant plus limitée que la porosité capillaire sera fermée ce qui est une caractéristique de la microstructure. La durabilité du matériau est donc fortement liée à la manière avec laquelle il a été élaboré.

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CHAPITRE 3

La structure poreuse des bétons et les propriétés de transfert J.-P. OLLIVIER, J.-M. TORRENTI

Résumé La structure poreuse des bétons est constituée de pores capillaires et de pores d’hydrates. Les pores capillaires, les plus gros, influencent fortement les propriétés de transfert des bétons surtout lorsqu’ils sont interconnectés. Pour diminuer la porosité capillaire et son interconnexion, il faut réduire le rapport E/C et soigner la cure. La peau du béton est, en outre, particulièrement sensible au séchage précoce, ce qui peut conduire lorsque la cure est insuffisante à un arrêt de l’hydratation très préjudiciable à l’obtention d’un béton de qualité. La perméation et la diffusion ionique des bétons sont étudiées et les grandeurs associées (perméabilité et coefficient de diffusion effectif) sont définies. La mesure de ces grandeurs est délicate, car le domaine de validité des lois qui les définissent est limité. Dans la pratique, cela conduit à utiliser des protocoles de mesure bien précis. La perméabilité et le coefficient de diffusion des espèces ioniques (chlorures par exemple) sont nettement améliorés lorsque la cure du béton est soignée. La structure poreuse et les propriétés de transfert du béton, perméabilité et diffusion des espèces chimiques, peuvent être améliorées en utilisant des additions minérales ou des ciments binaires ou ternaires. Lorsque des additions sont utilisées, leur effet n’est bénéfique que dans la mesure où la cure est suffisamment longue. Mots-clés AURÉOLE DE TRANSITION, BÉTON DE PEAU, CAPILLAIRES, COEFFICIENT DE DIFFUSION, CURE, DIFFUSION, PERMÉABILITÉ, POROSITÉ, SÉCHAGE.

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1. INTRODUCTION La durabilité du béton est en grande partie fonction de la difficulté qu’ont les agents agressifs à pénétrer dans le réseau poreux du béton. Dans ce chapitre nous présenterons en premier lieu la structure poreuse des bétons. Deux grandeurs physiques permettent de caractériser l’aptitude des bétons à résister à l’intrusion des agents agressifs : la perméabilité et la diffusion. Ces deux grandeurs correspondent à deux mécanismes bien distincts de transport de matière : la perméabilité décrit un écoulement qui se produit sous gradient de pression et la diffusion un transport à l’échelle moléculaire sous gradient de concentration. Nous présenterons les lois qui relient ces deux grandeurs aux caractéristiques poreuses des matériaux. C’est grâce à elles que l’ingénieur peut trouver des moyens d’action, moyens qui concernent le choix des composants, la formulation et les conditions d’hydratation. Parmi ces moyens, nous présenterons ceux offerts grâce à la diversité des ciments en étudiant le rôle des additions minérales. Nous montrerons aussi l’importance de la qualité de la cure. Le transport de matière à travers le réseau poreux des bétons dépend aussi de l’état d’humidité du matériau. Par exemple les espèces ioniques ne peuvent diffuser dans le béton que par le liquide interstitiel contenu dans les pores alors que le dioxyde de carbone diffuse beaucoup plus vite dans l’air que dans l’eau. Nous terminerons donc ce chapitre par une présentation du séchage du béton. Dans certaines dégradations, le transport de matière reste en grande partie interne au béton (cas de gel-dégel par exemple) : même dans ce cas, les dégradations susceptibles d’affecter le béton sont surtout dépendantes des possibilités de transfert interne. Nous montrerons au chapitre 10 qu’une bonne durabilité aux cycles de gel dégel est assurée par la réalisation d’un réseau de bulles d’air approprié.

2. STRUCTURE POREUSE DES BÉTONS Dans le chapitre 4 il est montré que les agressions chimiques résultent du déséquilibre entre la solution interstitielle contenue dans les vides de la structure poreuse du béton et son environnement. La durabilité du béton est ainsi intimement liée à ses capacités d’échanges avec le milieu l’extérieur qui sont conditionnées par la nature des phases en présence, mais aussi par les caractéristiques de sa structure poreuse. La recherche d’une forte compacité sera toujours une condition nécessaire pour une bonne durabilité. Le béton étant un matériau composite associant une phase granulaire et une phase liante, sa structure poreuse dépend de l’arrangement granulaire et de la structuration de la phase liante. Concevoir un béton durable consistera donc à optimiser le squelette granulaire et à rechercher une

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La structure poreuse des bétons et les propriétés de transfert

phase liante dense, ceci en conciliant les autres impératifs de fabrication, notamment des propriétés à l’état frais compatibles avec les moyens de mise en œuvre.

2.1. Définitions et caractérisation de la structure poreuse des bétons 2.1.1. Description de la structure poreuse d’un matériau, définitions Le béton est un matériau polyphasique. Il est composé d’une phase solide, d’une phase liquide et d’une phase gazeuse. Le solide est constitué des granulats, des hydrates et des parties du liant non hydratées. La phase liquide est la solution interstitielle et la phase gazeuse est un mélange d’air et de vapeur d’eau. Schématiquement, le béton, matériau poreux, peut être représenté selon la figure 3.1.

Vides ouverts interconnectés

Vides ouverts non interconnectés Solide Vides fermés Volume apparent Figure 3.1 : description schématique d’un matériau poreux.

Pour décrire un solide poreux, on définit les grandeurs suivantes : – Va, le volume apparent contenu dans l’enveloppe du matériau ; – vs, le volume de la partie solide du matériau ; – vo, le volume des pores « ouverts », c’est-à-dire communicant avec l’extérieur; – vo,i, le volume des pores ouverts interconnectés à travers lesquels un fluide peut traverser le matériau ; – vo,ni, le volume des pores ouverts non interconnectés ; – vf, le volume des pores fermés. On peut écrire les relations suivantes entre ces volumes : Va = vs + v où v = vo + vf et vs = vo,i + vo,ni

53


On définit également des porosités en rapportant les volumes de vides au volume apparent : v o, i -; – porosité ouverte interconnectée : p o, i = -------Va v o, ni – porosité ouverte non interconnectée : p o, ni = ----------; Va v – porosité ouverte : p o = -----o- = p o, i + p o, ni ; Va v – porosité fermée : p f = -----f- ; Va v- = p + p . – porosité (totale) : p = ----o f Va À titre d’exemple, la porosité d’un béton courant est de l’ordre de 15 % à 28 jours, celle d’un béton à hautes performances de 10 à 12 % et celle d’un béton à très hautes performances peut varier entre 7 et 9 %. Les différentes propriétés d’usage des bétons dépendent des porosités définies ci-dessus. En particulier la durabilité est associée à la porosité ouverte et, plus particulièrement, à la porosité ouverte interconnectée qui autorise la pénétration des agents agressifs extérieurs dans le béton.

L’état d’humidité du béton peut être caractérisé par deux grandeurs : m – la teneur en eau, w = -----e- , où me est la masse d’eau liquide contenue dans le ms béton et ms la masse du béton sec; v – le degré de saturation, s = ----e- , où ve est le volume d’eau contenu dans les vo vides ouverts. Pour caractériser la géométrie d’un réseau poreux d’un matériau on utilise aussi trois notions : – la tortuosité T, définie par Carman [CAR 35] comme le carré du rapport entre la longueur moyenne de l’écoulement dans le milieu poreux Le à la longueur du matériau mesurée dans la direction macroscopique de l’écoulement L : L 2 T = -----e- . 2 L

54


La tortuosité n’est pas mesurable, car il n’est pas possible de mesurer la longueur Le mais elle peut être calculée dans certains cas simples (sphères empilées de même diamètre). Dans un milieu poreux, elle est comprise entre 1 et 3 [DUL 79]. Dans les milieux homogènes isotropes, T est une fonction de la porosité ouverte et peut être prise entre 1 et 3 . Pour la plupart des arrangements compacts, T est proche de 1,15 [BRA 74] ; – la constrictivité δ est un paramètre qui rend compte de façon qualitative de la variation de section qu’offrent les pores à l’écoulement (δ < 1). Elle peut être définie par le rapport entre la plus grande et la plus petite section efficace. Dans des arrangements compacts de sphères identiques isotropes, δ est proche de 0,75 [BRA 74] ; σ – le facteur de formation F [DUL 79], défini selon la relation F = ------ où σ est σe la conductivité électrique de la solution interstitielle contenue dans le milieu poreux et σe la conductivité électrique du même milieu poreux saturé par cette solution. Le facteur de formation est relié à la porosité ouverte et à la tortuosité T pδ- . du réseau poreux par la relation : --1- = ----T F Les grandeurs que nous venons de définir permettent de caractériser globalement (macroscopiquement) un matériau poreux. Les propriétés de transfert des matériaux (perméabilité, diffusion des ions) dépendent de la porosité, mais elles sont aussi influencées par la taille des pores et leur connexion. La connexion des pores peut être décrite au moyen de la théorie de la percolation.

2.1.2. Théorie de la percolation : un outil pour décrire la connexion des pores Dans la théorie de la percolation, le milieu est modélisé par un réseau géométrique régulier, par exemple une structure 2D carrée (figure 3.2). Les éléments de l’espace (liens ou sites) sont occupés de façon aléatoire avec une probabilité p. Par exemple sur la figure 3.2a, chaque lien, peut représenter un pore avec ici une probabilité de présence de 0,2. Au-delà d’une certaine probabilité pc appelée seuil de percolation, un amas continu de liens se forme dans le réseau. La proportion γp des éléments appartenant à l’amas continu est donnée par la figure 3.2c. En dessous du seuil de percolation, il n’existe pas d’amas continu de liens, le transport de fluide à travers les pores du matériau n’est pas possible car le réseau n’est pas interconnecté. Le seuil de percolation correspond au passage d’un réseau « non conducteur » à un réseau macroscopiquement « conducteur ». Au-dessus

55


du seuil de percolation, la fraction des pores appartenant à l’amas continu varie β

selon la relation : γ p = ( p – p c ) . La valeur du seuil de percolation dépend de la géométrie du réseau des liens (plus il est interconnecté, plus le seuil est petit), mais l’exposant β en est indépendant, il ne dépend que de la dimension de l’espace (0,41 en 3D par exemple). 0,6 0,5

Y(p)

0,4 0,3 0,2

Pc = 0,25

0,1 0 0

Percolation de liens (a)

Percolation de sites (b)

0,1

0,2

0,3

0,4

0,5

0,6

P

(c)

Figure 3.2 : illustration de la percolation de liens et de sites, variation de la fraction des pores interconnectés en fonction de leur probabilité d’occurrence, d’après [DAÏ 93]. Le seuil de percolation dépend de la géométrie du réseau considéré. Il est égal à 0,25 avec le réseau bidimensionnel de la figure. Si on considère un réseau tridimensionnel de sphères tangentes de deux types (conductrices et isolantes par exemple), le seuil de percolation à travers un des deux types de sphères (conductrices par exemple) dépend de la géométrie de l’empilement. Par contre, on peut montrer que la densité critique représentant la fraction de l’espace occupée par ces sphères conductrices est une constante indépendante de la géométrie de l’empilement. Elle est voisine de 15 % [SCH 70].

2.1.3. L’eau libre dans les bétons, équilibre avec l’air humide Dans l’air humide, les surfaces solides sont couvertes de molécules d’eau : c’est le phénomène d’adsorption. Dans tout milieu gazeux, les solides fixent temporairement des molécules gazeuses selon deux types d’interactions : – par des liaisons chimiques, c’est l’adsorption chimique ; – par des liaisons intermoléculaires de Van der Waals, c’est l’adsorption physique. Lorsque l’espèce adsorbée se trouve en équilibre avec la phase gazeuse, sa concentration superficielle sur un solide dépend de la nature du gaz et du solide ainsi que de la pression du gaz (ou de la pression partielle de la vapeur d’eau dans le cas de l’air humide) et de la température. À température fixée, le nombre de couches de molécules de vapeur d’eau adsorbées sur la surface d’un solide dans l’air humide est une fonction croissante de la pression partielle de l’eau, donc de l’hu-

56


midité relative. Les énergies de liaison (d’adsorption) de ces diverses couches d’eau diminuent avec la distance au solide, ce qui limite la quantité d’eau fixée. Le tracé des isothermes de sorption permet de décrire ce phénomène. Dans les pores des matériaux poreux, les résultats diffèrent de ceux obtenus sur solides lisses: au-delà d’une certaine humidité, l’augmentation de l’épaisseur des couches d’eau adsorbées conduit à une condensation de l’eau dans les pores, c’est la condensation capillaire. Si θ est l’angle de raccordement entre l’eau et le solide, la relation entre l’humidité relative ψ et le rayon r des pores dans lesquels la vapeur d’eau se condense est donnée par l’équation de Kelvin-Laplace : – 2 σM cos θ (1) ln ψ = ---------------------------rRTρ 1 où M est la masse molaire de l’eau, ρl sa masse volumique à l’état liquide, σ sa tension superficielle, R la constante des gaz parfaits et T la température absolue. La figure 3.3 illustre la relation entre le rayon des pores emplis d’eau liquide à 20 °C et l’humidité relative de l’air.

Rayon de pores (μm)

10–1

UP §

– 1,079 . 10–3 à 20 °C ln
0,70

Impossible

69


La structure poreuse du ciment hydraté est constituée de pores capillaires et de pores d’hydrates. La dimension des pores capillaires étant beaucoup plus grande, ils jouent un rôle prépondérant dans les transferts et la durabilité des bétons. La porosité capillaire diminue avec le rapport E/C et avec le degré d’hydratation. Un autre facteur important est la connectivité des pores capillaires. Pour une porosité capillaire inférieure à 18 %, les pores capillaires ne communiquent plus entre eux.

2.2.3. Influence des conditions d’hydratation L’humidité de l’environnement a une grande influence sur l’hydratation du ciment et sur la microstructure qui se développe. Le tableau 3.1 indique le temps d’hydratation nécessaire pour segmenter le réseau des pores capillaires. Il y a donc lieu de protéger le béton frais (cure) d’un départ trop rapide de l’eau, pendant une durée au moins égale aux temps indiqués dans ce tableau. En effet, la dessiccation ralentit, puis arrête le processus d’hydratation au-dessous d’une humidité relative d’environ 75 %. C’est ce que montre la figure 3.15 qui donne l’évolution de la fraction hydratée des silicates de calcium exposés à une humidité relative non saturante après deux jours d’hydratation. On constate que la dessiccation ralentit très rapidement l’hydratation, et donc le remplissage de la porosité capillaire par les hydrates. 1,0

2 Degré d'hydratation

0,8

1

C 3S

4

0,6

0,4

3 0,2

C 2S 0,0 0

20

40

60

80

100

Humidité relative (%)

Figure 3.15 : degré d’hydratation du C3S et du C2S en fonction de l’humidité relative de conservation, d’après [PAT 88]. En dessous de 75 % d’’humidité relative, l’hydratation du C3S n’évolue pratiquement plus entre 14 jours (courbe 1) et 90 jours (courbe 2). Les courbes 3 et 4 sont relatives au C2S à 14 et 90 jours. L’hydratation en deçà de laquelle l’hydratation est bloquée est voisine de 65 %.

70


En laboratoire, on montre ainsi que la porosité d’un béton peut passer de 9 % à 20 % si, après 1 jour, il est démoulé et conservé à une hygrométrie de 80 % au lieu d’une atmosphère saturée. Sur les ouvrages, heureusement, l’influence est moins marquée en raison de l’importance des dimensions qui retardent la dessiccation à cœur. La protection de la surface du béton jeune est d’autant plus nécessaire que, par effet de paroi, la peau du béton est une zone plus riche en pâte de ciment que le cœur.

2.2.4. Influence des additions minérales sur la structure poreuse Les calcaires : à même résistance à la compression, même porosité et même répartition de la dimension des pores.

La qualité du béton est la première condition d’une bonne durabilité. Puisque les CEM II aux calcaires produisent à peu près les mêmes hydrates que les CEM I, l’important pour la qualité d’un béton n’est pas la quantité de ciment en soi, mais plutôt la quantité d’hydrates, la porosité et la taille des pores. Les travaux [RAN 89], que nous présentons ci-après, montrent que ces caractéristiques sont les mêmes, à classe de résistance identique, pour un CEM I et un CEM II aux calcaires. Les performances de ciments broyés en laboratoire avec ou sans calcaires, de classe 52,5 et 42,5, ont été comparées. Notons que pour une même classe de résistance, non seulement la finesse globale, mais aussi la finesse du clinker est plus grande pour le CEM II que pour le CEM I. Des pâtes de ciment et des mortiers (E/C = 0,50) préparés avec ces deux ciments ont été testés à 1, 2, 7 et 28 jours. À chaque échéance, la résistance à la compression, la quantité d’eau chimiquement combinée, la porosité totale et la distribution de la taille des pores ont été mesurées. Les corrélations entre porosité et degré d’hydratation, d’une part, et entre résistance et porosité, d’autre part, sont les mêmes pour les deux types de ciment CEM I et CEM II aux calcaires (figure 3.16). De plus, la distribution de la taille des pores est approximativement la même (figure 3.17).

71

CEM I

60

CEM II

}

à même classe de résistance 42,5 MPa

CEM I

40

20

CEM II

40

Porosité (%)

Résistance à la compression des mortiers (MPa)


}

à même classe de résistance 42,5 MPa

30

20 0

40

30

0,4

0,6

0,8

1,0

Degré d'hydratation

Porosité de la pâte (%)

Figure 3.16 : les corrélations porosité/degré d’hydratation sur pâte pure et résistance du mortier normal/porosité de la pâte sont analogues pour un CEM I et un CEM II aux calcaires de même classe de résistance, d’après [RAN 89].

Pâte pure de ciment ; E/C = 0,50 28 jours

CEM II 42,5 20

CEM I 42,5

10

0

Porosité (%)

Porosité (%)

30

30

Pâte pure de ciment ; E/C = 0,50 28 jours

20

CEM II 52,5

10

CEM I 52,5

0 100

10

1

0,1 0,01

Diamètre des pores ( μm)

100

10

1

0,1 0,01


Figure 3.17 : les distributions de la taille des pores d’un CEM I et d’un CEM II aux calcaires de même classe de résistance sont analogues, d’après [RAN 89].

Cendres volantes et laitiers de haut-fourneau : la pouzzolanicité ou l’hydraulicité peuvent réduire la porosité à long terme si le béton est conservé humide.

Des résultats d’études effectuées sur pâtes montrent (figure 3.18) que les cendres volantes et le laitier entraînent un accroissement de la porosité et de la taille des pores aux premiers âges consécutif à une quantité d’hydrates plus faible (les comparaisons ne sont pas ici à même classe de résistance). La réactivité des cendres volantes et des laitiers qui se développe après quelques semaines vient renforcer les effets de l’hydratation du clinker et conduit à long terme à une porosité du même ordre de grandeur et à une diminution de la taille des plus gros pores. Ces

72


résultats dépendent fortement de la réactivité des cendres volantes et du laitier, de la durée de la cure et de la température. 50

CEM I 40 30 20

s2

s1

1 jour 7 jours 28 jours 1 an

10 0 50

CEM I + cendres volantes

Porosité ouverte (%)

40

s1

1 jour 30 20 10

7 jours

s2

28 jours 1 an

0 50

CEM I + laitier 40 30 20

s1

2 jours

s2

8 jours 28 jours 1 an

10 0 20

2

0,2

0,02

0,002


Figure 3.18 : influence de l’addition de laitier ou de cendres volantes sur l’évolution de la structure porosimétrique des pâtes de ciment au cours du temps, d’après [FEL 83]. Toutes les pâtes sont gâchées avec un même rapport eau/solide = 0,45. La teneur en cendres volantes est de 35 %, celle du laitier 70 %. Aux très jeunes âges, le seuil de pénétration (S1), représentant la plus grande taille des pores, est augmenté en présence de cendres volantes ou de laitier. En outre la porosité ouverte augment (50 % au lieu de 40 %). À plus longue échéance, l’utilisation de laitiers ou de cendres volantes se traduit par une diminution de la taille des plus gros pores (S2), ce qui est un élément favorable à la durabilité.

73


2.3. La structure poreuse du béton 2.3.1. Importance du squelette granulaire À l’état frais, le béton est un mélange de grains et d’eau. Les grains ont des tailles diverses, depuis les plus gros, le gravillon jusqu’aux plus fins, les grains de ciment dans les bétons courants. Pour réduire la porosité des bétons il convient donc de réduire le plus possible la porosité du mélange de grains, donc le dosage en eau, tout en respectant les autres éléments du cahier des charges (mise en place aisée compte tenu des moyens de mise en œuvre choisis, résistance à la compression à 28 jours…) et tout ceci au moindre coût. Si on limite le propos à la seule structure poreuse du béton, il faut discuter des moyens de réduire la quantité d’eau. Caquot [CAQ 37] a établi de façon empirique une loi qui permet de raisonner sur les moyens d’action. Cette loi exprime la porosité minimale pmin d’un assemblage de grains, comme une fonction de la dimension minimale, d, et maximale, D, des grains : dp min = p 0 5 --D

(4)

Dans cette relation p0 est un coefficient de proportionnalité qui dépend de la maniabilité du béton. À maniabilité donnée, la loi de Caquot montre que pour diminuer la porosité minimale, il faut augmenter l’étendue granulaire {d-D}. Une fois d et D fixés, cette loi ne renseigne pas sur la façon d’obtenir effectivement la porosité minimale. Pour l’obtenir réellement, il faut optimiser les tailles intermédiaires et les quantités de grains. En pratique, cette question est traitée par les méthodes de formulation des bétons (courbe de référence de Dreux par exemple).

Dans les bétons courants, les grains de ciment sont les grains les plus fins et, sous l’effet des forces d’interactions, ils sont floculés. D’un point de vue géométrique, les amas ou flocs ainsi constitués ont une dimension apparente supérieure à la dimension des grains individuels qui les constituent. La dimension minimale d de l’assemblage des grains peut être diminuée en défloculant les grains de ciment. Ceci est assuré par les adjuvants plastifiants ou superplastifiants. Dans le cadre envisagé ici où la maniabilité des mélanges est considérée comme constante, la réduction de d entraîne une diminution de la porosité et l’adjuvant agit comme « réducteur d’eau ». Ce mode d’action permet l’obtention des bétons à hautes performances. Les bétons à très hautes performances sont élaborés selon une démarche analogue en complétant le squelette granulaire par des particules plus fines que les grains de ciment, en général de la fumée de silice. Pour qu’elles remplissent leur

74


rôle de complément granulaire, ces particules doivent être défloculées, ce qui impose l’utilisation de superplastifiant réducteur d’eau. À titre d’exemple, la figure 3.19 montre l’évolution de la porosité de mortiers dont la maniabilité est réglée à une même valeur en ajustant la quantité de l’adjuvant réducteur d’eau.

Porosité à l'état frais

0,30

0,25

1

0,20

' = 0,03 2

0

0,4

0,8

1,2

1,6

2,0

2,4

2,8

3,2

Dosage en superplastifiant haut réducteur d'eau (%)

Figure 3.19 : influence d’un adjuvant haut réducteur d’eau et de l’addition de fumée de silice sur la porosité à l’état frais, d’après [OLL 88]. Sans fumée de silice, la seule défloculation des grains de ciment permet de faire passer la porosité à l’état frais de 27 % à 21 %. En ajoutant 10 % de fumée de silice, la porosité minimale obtenue n’est plus que de 18 %. Les 10 % de fumée de silice (par rapport à la quantité de ciment) ajoutés dans cet exemple ne correspondent pas à l’optimum (de l’ordre de 25 à 30 %) qui permettrait de minimiser la porosité. Dans la pratique, on limite la teneur en fumée de silice pour des questions de coût et pour éviter une trop forte réduction du pH préjudiciable à la pérennité des armatures (voir le chapitre 9).

2.3.2. La structuration de la pâte de ciment au voisinage des granulats Dans la description présentée au paragraphe 2.2, l’arrangement des grains de ciment dans la pâte à l’état frais n’est conditionné que par les forces d’interaction entre grains et le rapport E/C. Dans un mortier ou dans un béton, l’arrangement des grains de ciment est perturbé par les surfaces des grains de sable et de gravillon et par ailleurs la pâte est confinée dans des espaces réduits. Les espaces entre les grains de ciment sont donc beaucoup plus variables que dans une pâte et, si globalement le rapport E/C est défini de la même façon dans une pâte et dans un béton, dans ce dernier, des variations locales de teneurs en eau peuvent exister. La structure de la pâte n’est plus homogène dans le matériau et une zone plus poreuse, l’auréole de transition [OLL 95] est observée au voisinage des granulats. La figure 3.20 montre que la porosité dans la pâte augmente au voisinage du granulat. La zone perturbée autour des granulats est de l’ordre de grandeur de la dimension des grains de ciment soit quelques dizaines de micromètres.

75


40

Béton de CEM I, 1 jour

Porosité (%)

Béton de CEM I, 180 jours

30

Béton avec fumée de silice, 1 jour

20 10 0

0

5

10

15

20

25

30

35

40

Distance à la surface du granulat (μm)

Figure 3.20 : évolution de la porosité au voisinage des granulats, mise en évidence de l’auréole de transition, d’après [SCR 88]. Dans le cas des CEM I, la porosité, déterminée par analyse d’images, augmente au voisinage des granulats. Au fur et à mesure du temps, la porosité diminue, mais reste plus élevée au voisinage du granulat. L’auréole de transition a une épaisseur de 25 µm. Avec la fumée de silice, la porosité diminue fortement et notamment au voisinage des granulats : on n’observe plus d’auréole de transition (ou alors son épaisseur est inférieure à 5 µm).

Lorsque les auréoles de transition entourant les granulats des mortiers sont interconnectées, une nouvelle famille de pores de dimension comparable à celle des capillaires peut être mise en évidence au porosimètre à mercure (figure 3.21). Ce résultat traduit la percolation des auréoles de transition qui est possible lorsque leur épaisseur et leur nombre sont suffisants (figure 3.22). 0,06

0,05

Porosité incrémentale (%)

pâte de ciment 0,04

0,03

0,02

pâte du mortier 0,01

0,001

0,01

0,1

1

10

100

0 1 000

Diamètre des pores (μm)

Figure 3.21 : structure poreuse d’une pâte de ciment de type CEM I et de la pâte d’un mortier confectionné avec le même ciment (E/C = 0,4, 3 mois) [BOU 95]. Le porosimètre à mercure met en évidence une nouvelle famille de pores de dimension comprise entre 0,1 et 4 µm. Dans la pâte, les pores capillaires ne sont plus interconnectés, mais une famille de pores interconnectés de taille comparable à celle des capillaires apparaît dans les mortiers, du fait des auréoles de transition.

76


Fraction interconnectée

1 10 μm 15 μm

0,8

20 μm 25 μm

0,6

30 μm 40 μm

0,4 0,2 0

0,1

0

0,2

0,3

0,4

0,5

0,6

Fraction volumétrique de sable

Figure 3.22 : fraction interconnectée des auréoles de transition dans des mortiers en fonction de la fraction volumique du sable et pour différentes épaisseurs des auréoles, d’après [GAR 96]. Les résultats présentés sont obtenus par des simulations. Les grains de sable sont schématisés par des sphères. La distribution des diamètres est celle des grains de sable et les sphères sont implantées au hasard dans un élément de volume avec une fraction volumique v. Cet élément de volume est complété par la pâte de ciment et les granulats sont entourés par une « coquille » représentant l’auréole de transition. Des simulations sont effectuées pour différentes épaisseurs de l’auréole. Pour chaque fraction volumique de grains et chaque épaisseur de l’auréole, la simulation permet de calculer la fraction volumique des auréoles interconnectées. On voit par exemple que si l’épaisseur de l’auréole est de 40 µm, en deçà de 25 % de sable en volume, les auréoles ne se recouvrent pas. Quelle que soit l’épaisseur de l’auréole (entre 10 et 40 µm), les auréoles sont complètement interconnectées pour des teneurs en sable supérieures à 60 %. Rappelons que dans les bétons il y a environ 2/3 du volume occupé par les granulats (soit > 60 %).

dV/d log (r) (mm3 . Å–1 . g–1)

Dans les bétons âgés de 28 jours, la porosimétrie au mercure (figure 3.23) ne révèle pas de pores de grande dimension pour les bétons à hautes et très haute performances malgré les auréoles de transition. Dans ce cas, on peut imaginer que la défloculation des grains favorise la formation d’une structure dense au voisinage des granulats. Cet effet bénéfique est renforcé par l’utilisation de fumée de silice. 80 70

E/C

porosité à l’eau (%) (28 j)

Rc,28 (MPa)

M25CV

0,84

15,7

23,5

M50

0,48

14,4

55,5

M75

0,32

11,5

75

M120FS

0,26

7,4

127,5

M25 CV M50 M75 M120 FS

60 50 40 30 20 10 0 10

100

1 000

Rayon des pores (Å)

10 000

10 00

Figure 3.23 : structure poreuse des bétons à 28 jours : influence du rapport E/C, d’après [BAR 05].

77


Les bétons présentés dans cette étude sont identifiés par leur résistance moyenne à 28 jours. Seul le béton préparé avec un rapport E/C de 0,84 présente une distribution poreuse bimodale. Le béton M25 CV contient 25 % de cendres volantes, le béton M120 FS contient 10 % de fumée de silice. La réduction de la teneur en eau grâce à l’’addition de fumée de silice permet d’’obtenir des bétons de très faible porosité.

2.3.3. Influence de l’âge sur la structure poreuse des bétons Dans les bétons présentant une distribution poreuse unimodale, la taille des pores diminue quand E/C décroît, puis se stabilise aux environs de 20 nm à partir de E/C = 0,35 (correspondant aux M75, figure 3.23). En plus d’une porosité plus faible, les bétons à hautes et à très hautes performances présentent donc un réseau poreux nettement plus fin (rpmoy. ≈ 20 nm) que les bétons ordinaires (rpmoy. ≈ 50 nm), conséquence de leur faible rapport E/C et d’un squelette granulaire optimisé, notamment dans le cas de l’incorporation de fumées de silice. En outre, les BHP se densifient avec l’âge, lorsqu’ils sont conservés dans l’eau (figure 3.24).

dV/d log (r) (mm3 . Å–1 . g–1)

50 C70 FS - 28 jours 40

C70 FS - 90 jours

30

20

10

0 10

100

1 000

10 000

100 000

Rayon des pores (Å)

Figure 3.24 : évolution de la structure poreuse des bétons au cours du vieillissement, d’après [BAR 05]. Dans le cas des bétons C 80 FS (E/C = 0,37) contenant de la fumée de silice, la taille moyenne des pores diminue entre 28 et 90 jours et se stabilise vers 20nm (200 Å).

2.3.4. La microstructure du béton de peau La structure des premiers centimètres de béton au voisinage des parois est modifiée par plusieurs causes liées à la mise en place et à la cure du béton : effet de coffrage, ségrégation, évaporation, fissuration excessive… Il en résulte l’apparition de gradients, parfois importants dans les propriétés du béton lorsqu’on se déplace de la surface externe vers le cœur de l’ouvrage. La figure 3.25 montre que le squelette granulaire du béton frais est décompacté au voisinage des coffrages par un effet de paroi. Il en résulte une hétérogénéité du béton qui se caractérise

78


par un accroissement de la teneur en pâte de ciment et donc de la porosité dans la partie externe des ouvrages. Des essais au porosimètre à mercure montrent des pores de dimension plus importante dans la peau des bétons [BAR 05]. Ceci peut être dû à un rapport E/C localement plus élevé ou à des conditions d’hydratation moins favorables qu’à cœur.

Densité d

La partie externe du béton, appelée aussi béton de peau, est la plus sensible, car le séchage y est plus rapide et elle est plus poreuse que le cœur du béton. Pour permettre à ce béton de peau de jouer un rôle de protection efficace, il faut éviter soigneusement le séchage superficiel du béton au moins pendant les tous premiers jours suivant la mise en place. La cure a une fonction de première importance pour assurer la durabilité des bétons.

(g/cm3) 2,60 2,40

d

2,20

20

15

p a

10

g/c

6

4

Module de finesse m.f.

Porosité p Rapport granulat/ciment g/c

Absorption d'eau a

25 (%)

5 4

m.f.

2

3 2

0

0 0

1

2

3

4

5

Distance à la surface externe (mm)

Figure 3.25 : variation de la composition d’’un béton dans les premiers millimètres proches d’une surface exposée, d’après [KRE 84]. Béton (325 kg/m3 de CEM I ; E/C = 0,54, granulat/ciment = 6,1) conservé 7 jours à l’air (21 °C, 65 % HR). Ces résultats montrent qu’il se crée une peau poreuse, enrichie en pâte, apte à absorber rapidement l’eau à son contact. La diminution du module de finesse du granulat au voisinage de la surface externe traduit la plus forte concentration en grains fins dans cette zone.

79


Dans le cas des produits préfabriqués en béton, on observe généralement des différences entre la microstructure du béton de peau et celle du béton au cœur des pièces. Elles résultent des spécificités des procédés de fabrication des produits, et en particulier du mode de mise en place du béton, de la vibration, de l’éventuel application d’un traitement thermique, de la cure et pour certains produits du traitement de surface. On distingue souvent pour les produits en béton à démoulage différé deux types de béton de peau : – celui correspondant aux faces situées en fond de moule ; le béton est en contact avec les parois du moule jusqu’au démoulage ; – celui constituant les faces arasées, en contact immédiat avec l’atmosphère. Ces effets de paroi peuvent être à l’origine de différences importantes de porosité entre les zones surfaciques (faces arasées, faces en fond de moule) et le béton de masse, à la fois en terme de porosité totale et sur la distribution de la taille des pores. Pour la plupart des produits en béton vibrés, les faces en fond de moule sont significativement plus compactes, les pores sont de plus petites dimensions. Les causes des différences observées au niveau de la microstructure du béton de peau sont de plusieurs natures : – l’énergie apportée par les dispositifs vibratoires est différente selon la distance béton/paroi du moule ; comparativement aux faces arasées, les faces en fond de moule subissent un compactage plus important du fait de la proximité avec le moule qui génère la vibration ; – les conditions de durcissement ne sont pas strictement identiques : présence d’une paroi généralement métallique et donc imperméable pour les faces situées en fond de moule (pas d’échange de matière), contact avec l’atmosphère pour les faces arasées (les transferts hydriques entre le matériau et l’environnement sont possibles). Ces propriétés, spécifiques aux bétons dont la mise en œuvre nécessite une vibration, agissent sur leur comportement vis-à-vis de la carbonatation : les faces en fond moule se carbonatent généralement plus lentement que le béton de masse et les faces arasées [MIR 00]. Les caractéristiques et propriétés du béton de peau dépendent également de la finition apportée à la surface extérieure. Les traitements de surface peuvent être réalisés par des procédés mécaniques (bouchardage, sablage, gommage, polissage, grésage…), chimiques (acidage, désactivation…) ou thermiques (flammage…).

80


Note sur la microfissuration des BHP

E/C = 0,33-75 MPa

E/C = 0,33-100 MPa

Dans le cas des BHP, le faible rapport E/C entraîne une autodessiccation (voir titre 2.2.2). Cette autodessiccation peut être responsable d’une fissuration préjudiciable à la durabilité dans la mesure où elle pourrait constituer un chemin d’accès privilégié pour les agents agressifs. La caractérisation de la microfissuration des bétons n’est pas aisée car les moyens d’observation peuvent eux-mêmes induire de la fissuration. Qu’il s’agisse de méthodes en microscopie électronique utilisant des répliques de surface [YSS 99] ou des observations en microscopie optique montrées ici [BAR 05], les conclusions sont identiques. La quantification de la microfissuration est difficile car les bétons sont peu fissurés en l’absence de chargement ; et il faut conduire de nombreuses observations. Les données obtenues dans le projet national BHP 2000 montrent que les microfissures apparaissent préférentiellement aux interfaces pâte/ granulat et que les BHP ne sont pas plus microfissurés que les bétons courants, probablement à cause des résistances en traction plus élevées.

2.4. Influence des additions minérales L’usage des additions minérales en substitution partielle au ciment s’est beaucoup développé. Cette pratique est encadrée par la norme béton NF EN 206-1 et par les normes sur les différentes additions. Les additions sont classées selon deux catégories : les additions de type I quasiment inertes et les additions de type II à caractère pouzzolanique ou hydraulique latent. La norme NF EN 206-1 indique que la prise en compte des additions de type II et de certaines additions de type I dans la formulation des bétons se fait au moyen du concept de liant équivalent : – en remplaçant le terme « rapport eau/ciment » par celui de « rapport eau/ (ciment + k.addition) », l’eau étant définie pas l’eau efficace ; – en remplaçant l’exigence relative au dosage minimal en ciment correspondant à chaque classe d’exposition par la même exigence appliquée au liant équivalent.

81


Pour tenir compte des apports respectifs des constituants vis-à-vis de la durabilité, la quantité de liant équivalent est définie par la formule : Liant équivalent = C + kA (5) où : C est la quantité de ciment (CEM I) exprimée en kg/m3 de béton ; A est la quantité d’addition en kg/m3 de béton prise en compte dans le liant équivalent. k est le coefficient de prise en compte de l’addition considérée, donnée par la norme (tableau NA.3 de la norme NF EN 206-1). La valeur maximale de A est définie pour les différentes classes d’exposition et pour chaque addition par le rapport A/(A + C). La norme indique que l’utilisation de la notion de liant équivalent permet de « tenir compte des apports respectifs des constituants vis-à-vis de la durabilité ». Les résultats du tableau 3.2 appuient partiellement cette affirmation, puisque les porosités accessibles à l’eau et les résistances à la compression sont très voisines. Par contre la perméabilité et la profondeur de carbonatation sont légèrement différentes. Ces deux dernières propriétés, plus directement liées à la durabilité, seront présentées plus loin dans ce chapitre. Tableau 3.2 : comparaison des porosités de deux bétons préparés avec le même dosage en liant équivalent, d’après [ROZ 07]. Perméabilité Profondeur au gaz de carbonatation (mm) (10-17 m2)

Liant

Eeff/Leq

Rc,28 (MPa)

Porosité à l’eau (28 jours)

Béton de référence

CEM I

0,58

52,1

14,2

6,5

6

Béton avec addition (cendres volantes)

CEM I + CV A ( -------------- = 0, 3 ) A+C

0,58

52,7

14,2

3,1

8

Les deux bétons sont fabriqués avec les mêmes granulats et 280 kg de liant équivalent par m3 de béton. Ils sont testés après 28 jours de conservation dans l’eau. Les deux bétons de cet essai ont des résistances et des porosités très voisines. Les perméabilités et les profondeurs de carbonatation sont légèrement différentes. Ceci peut être dû à des tailles de pores et à des natures d’hydrates formés différentes.

3. LA PERMÉABILITÉ DES BÉTONS La perméabilité d’un matériau est définie comme son aptitude à se laisser traverser par un fluide sous un gradient de pression. Il s’agit donc d’une propriété macroscopique des matériaux poreux ayant une porosité ouverte interconnectée. Les bétons durables sont, en général, des bétons de faible perméabilité dans la me-

82


sure où la faible perméabilité limite la pénétration des agents agressifs au sein du béton. Cette condition n’est pas toujours suffisante, car les phases solides du béton peuvent être plus ou moins réactives vis-à-vis des agents agressifs. Si la perméabilité est une condition générale de durabilité, il conviendra de considérer les conditions particulières spécifiques à chaque type d’agression. Ceci sera étudié dans la deuxième partie du livre aux chapitres 9 à 12. Il convient de noter d’emblée que les bétons sont en général très peu perméables, puisqu’on les utilise pour construire des barrages, des châteaux d’eau et des réservoirs. Le débit qui traverse le béton résulte des écoulements dans les pores. La conception d’un béton imperméable passe par la connaissance des relations entre perméabilité et structure poreuse. Ce domaine fait l’objet de nombreuses recherches ayant pour objectif de prédire la perméabilité d’un matériau à partir de la description de sa structure poreuse. Notre objectif est plus modeste, il se limite à fournir à l’ingénieur des outils de raisonnement pour concevoir des bétons durables. Dans ce qui suit nous nous contenterons donc de décrire la structure poreuse au moyen de pores cylindriques. Remarquons que cette description est aussi celle fournie par le porosimètre à mercure. Dans ce qui suit nous allons tout d’abord définir la perméabilité des bétons et donner les moyens de sa mesure. Nous étudierons ensuite le transfert à l’échelle des pores cylindriques pour établir une relation entre perméabilité et structure poreuse puis nous fournirons ensuite des données sur la perméabilité des bétons.

3.1. Définition et mesure de la perméabilité des bétons La perméabilité k d’un matériau poreux est définie par la relation de Darcy qui exprime le débit volumique Q d’un fluide de viscosité µ qui traverse une épaisseur dx de matériau de section apparente A sous la différence de pression dp (figure 3.26) : k dp Q = --- A -----(6) μ dx Q : Débit volumique d'un fluide de viscosité μ

Pression P + dP

A

dx

Pression P

Figure 3.26 : définition de la perméabilité.

83


Cette relation suppose que le régime d’écoulement est laminaire dans les pores du matériau et que le fluide est inerte vis-à-vis du matériau. La perméabilité ainsi définie est homogène à une aire et s’exprime en m2 dans le système international. C’est une caractéristique du matériau, elle est donc indépendante de la nature du fluide utilisé pour sa mesure ainsi que du gradient de pression dans la limite de validité de la relation de Darcy. Lorsque le fluide s’écoulant à travers le matériau est l’eau, l’usage a consacré l’emploi d’une autre grandeur notée Kw et appelée « coefficient de perméabilité ». Ce terme est défini, lui aussi, à partir de la relation de Darcy : on exprime la vitesse apparente de l’eau ua , rapport entre le débit volumique et la section appadhρ eau g dh dp rente du matériau, et on introduit le gradient hydraulique : ------ ( ------ = -------------------dx dx dx où ρeau est la masse volumique de l’eau). L’expression (6) peut alors s’écrire : kρ eau g dh dh Q u a = ---- = ----------------- ⋅ ------ = K w -----dx μ eau dx A

(7)

kρ eau g Kw est défini par la relation : K w = ---------------- . Le coefficient de perméabilité Kw μ eau est homogène à une vitesse et s’exprime en m/s dans le système international. Ce n’est plus une grandeur intrinsèque puisqu’elle dépend du matériau, mais aussi des caractéristiques de l’eau. D’après la définition de Kw, on peut montrer qu’une perméabilité de 1 m2, correspond à un coefficient de perméabilité de 107 m/s à 20 °C. Les perméabilités des bétons sont faibles et, pour faciliter la mesure, on utilise en général des gaz car ce sont des fluides de faible viscosité. L’essai recommandé en France par l’AFREM-AFPC [AFR 97] se fait avec le perméamètre Cembureau à charge constante (figure 3.27). Le gaz étant compressible, le débit volumique varie au sein de l’éprouvette et la perméabilité est calculée par la relation : 2μQ s P s L (8) k = -------------------------2 2 A ( Pe – Ps )

84


où Pe et Ps sont les pressions à l’entrée et à la sortie de l’éprouvette, la viscosité du gaz et Qs le débit volumique mesuré à la sortie de l’éprouvette, c’est-à-dire à la pression Ps (égale à la pression atmosphérique). Débimètres à bulle

Bouteille d'oxygène

Manomètre

Échantillons

Cellules Régulateur de pression

Figure 3.27 : perméamètre à gaz Cembureau. L’éprouvette du béton à tester est un cylindre de 15 cm de diamètre et 5 cm de hauteur. Elle est emprisonnée dans une cellule (a) où une chambre à air permet d’assurer l’étanchéité latérale. Le gaz (oxygène) traverse le béton sous une différence de pression de quelques centaines de kPa et son débit volumique est mesuré à la sortie (pression atmosphérique) en régime permanent au moyen d’’un débitmètre à bulle. N.B. On rappelle que la pression atmosphérique est voisine de 100 kPa.

Le mode opératoire de l’AFREM-AFPC précise le mode de préconditionnement de l’éprouvette. Cette étape vise à contrôler l’humidité du béton. Il s’agit en effet d’un paramètre important de la mesure car la solution interstitielle contenue dans les pores s’oppose au passage du gaz et le débit mesuré, donc la perméabilité calculée dépend de l’état de saturation du béton (voir§ 5.4.1 de ce chapitre). La figure 3.28 montre la forte variation de la perméabilité avec le degré de saturation et combien il est donc important de préciser cette donnée pour comparer les matériaux entre eux. Ce n’est malheureusement pas toujours le cas dans les données de la littérature et cela complique l’analyse des résultats. Dans la méthode retenue par l’AFREM-AFPC deux mesures sont effectuées à 7 et 28 jours après séchage à 80 °C puis une dernière mesure est réalisée après séchage à 105 °C. Les trois mesures sont rapportées en fonction du degré de saturation du béton.

85

Perméabilité au gaz (10–16 m2)


10

M25 M75 FS M100 FS

1

0,1

0,01

0,001 0

20

40

60

80

Degré de saturation s (%)

Figure 3.28 : variation de la perméabilité de bétons avec leur degré de saturation, d’après [AFR 97]. Les résultats présentés sont fournis selon le protocole de mesure AFREM-AFPC. La perméabilité est mesurée après trois séchages, et les résultats sont portés en fonction du degré de saturation des bétons. La figure rapporte les résultats pour trois bétons. La perméabilité varie de plus de deux ordres de grandeur lorsque le degré de saturation d’un béton à très hautes performances (BTHP) varie entre 0 et 70 %. La perméabilité d’un béton courant (M25) est environ 100 fois plus forte que celle d’un BTHP contenant de la fumée de silice (M100 FS).

La perméabilité au gaz varie avec l’état de saturation. Pour en rendre compte on utilise parfois la notion de perméabilité relative au gaz kr,s, définie pour un degré de saturation donné par la relation : k( s ) k r, s = ---------------k( s = 0 ) La perméabilité relative au gaz est égale à 1 à l’état sec et tend vers 0 dans les matériaux saturés. L’expérience montre que la perméabilité calculée diminue lorsque la pression appliquée à l’entrée de l’échantillon augmente. En fait, la loi de Darcy ne s’applique pas correctement aux matériaux cimentaires car les écoulements dans les pores ne sont pas laminaires. L’écoulement laminaire suppose en effet qu’il n’y a pas de chocs entre les molécules de gaz et les parois des pores. En fait, dans les essais de perméabilité des bétons, le libre parcours moyen des molécules de gaz est de l’ordre de grandeur des diamètres des pores des hydrates. On calcule ce libre parcours moyen λ au moyen de la relation : μ πRT λ = ------- ----------P M 2M

86

(9)


où PM est la pression moyenne du gaz et M sa masse molaire. À titre d’exemple, le libre parcours moyen des molécules d’air est de l’ordre de 70 nm à la pression atmosphérique et à 20 °C. Dans les bétons, il existe un écoulement dit « moléculaire » dû aux nombreux chocs entre les molécules de gaz et les parois des pores. L’approche de Klinkenberg appliquée aux mesures de perméabilité au gaz (figure 3.29) permet de calculer la perméabilité que l’on obtiendrait si les hypothèses de l’équation de Darcy étaient vérifiées. Si le matériau est sec au moment de l’essai, cette perméabilité est la perméabilité intrinsèque. Bien que la théorie basée sur la loi de Darcy indique que la perméabilité d’un matériau est indépendante du fluide utilisé pour la mesure, les données montrent que les résultats obtenus sur matériau sec avec des gaz sont significativement inférieurs à ceux mesurés sur matériau saturé avec de l’eau. Par contre, la mesure avec de l’éthanol [LOO 02], liquide inerte avec les hydrates, donne des résultats très voisins de ceux obtenus avec un gaz. Dans le cas de l’eau, des phénomènes de dissolution/précipitation interviennent et le débit diminue au cours du temps. On retrouve ce phénomène dans les bétons fissurés et on l’interprète par une autocicatrisation des fissures [GRA 07]. Les perméabilités mesurées au laboratoire dépendent des conditions expérimentales qu’il convient de fixer avec soin si l’on veut procéder à des comparaisons entre différents bétons. La procédure AFREM-AFPC apporte une solution en fixant une pression d’essai et trois étapes de préconditionnement.

Les données disponibles dans la littérature ne sont pas toutes obtenues selon ce protocole, et les comparaisons sont difficiles. Dans ce qui suit, nous présentons des résultats permettant d’analyser l’influence des paramètres de formulation ou de conservation des bétons. Pour chaque paramètre, les données ont été obtenues selon un même protocole, par nécessairement celui recommandé par l’AFREMAFPC. Afin de faciliter l’analyse des résultats, nous discutons tout d’abord des relations entre la perméabilité et les caractéristiques de la structure poreuse.

87


6.10-16 5.10-16

ka (m²)

4.10-16 3.10-16 2.10-16

Kv = 5,6.10-17

1.10-16

Kv 0 0

1.10-6

2.10-6

3.10-6

4.10-6

5.10-6

6.10-6

1/PM (Pa-1)

Figure 3.29 : variation de la perméabilité mesurée ka en fonction de la pression moyenne dans l’éprouvette, détermination de la perméabilité intrinsèque kv d’un béton (CEM I - E/C = 0,58), d’après [ROZ 07]. Ces résultats qui contredisent la loi de Darcy sont expliqués par l’existence d’un écoulement moléculaire (ou « glissement de parois ») qui se superpose à l’écoulement laminaire de Darcy lorsque le libre parcours moyen des molécules de gaz devient de l’ordre de grandeur de la dimension des pores. Pour tenir compte de ce phénomène, Klinkenberg a proposé une approche empirique permettant de déterminer la perméabilité intrinsèque du matériau. La perméabilité intrinsèque kv est déterminée à partir de la variation avec la pression de la perméabilité calculée par la relation : ka k v = ----------------β 1 + ------PM où ka est la perméabilité mesurée à une pression d’entrée Pe, PM est la pression moyenne Pe + Ps - et β est un coefficient empirique déterminé expérimentalement à partir de la courbe P M = -----------------2 1 k a = f ⎛ -------⎞ . La perméabilité intrinsèque est obtenue en extrapolant la courbe expérimentale : l’inter⎝ P M⎠ section avec l’axe vertical correspond à une pression d’essai infinie pour laquelle il n’existe plus d’écoulement moléculaire. On peut remarquer que si les pores du matériau étaient suffisamment gros pour éviter les écoulements moléculaires, les résultats expérimentaux ne dépendraient plus de la pression d’essai et la courbe serait une droite horizontale.

3.2. Relations entre la perméabilité et la structure poreuse Les comparaisons entre les données expérimentales et les calculs prédictifs effectués avec différents modèles sont assez décevantes [LOB 03]. Ces écarts peuvent s’expliquer par les approximations qui sont faites sur la description de la microstructure dans les modèles ainsi que sur les incertitudes quant à la détermination

88


de leurs grandeurs d’entrée. Nous présentons néanmoins ci-après deux modèles qui, s’ils ne permettent par de prédire la perméabilité avec précision, ont néanmoins l’avantage de donner des éléments de réflexion sur les moyens d’action permettant de réduire la perméabilité des bétons.

3.2.1. Modèle basé sur la théorie de la percolation Le modèle de Katz et Thompson [KAT 86] est basé sur la théorie de la percolation. Les bétons peuvent avoir des distributions de taille de pores très étalées ce qui complique l’analyse sur la base de la théorie de la percolation. Les auteurs de cette théorie font l’hypothèse que la perméabilité et le facteur de formation sont déterminés par le sous-réseau des pores les plus gros. Ce sous-réseau possède une concentration voisine du seuil de percolation repérable en porosimétrie au mercure par le diamètre critique dc. Cette approche permet l’estimation de la perméabilité intrinsèque (k) des matériaux lorsque le diamètre de pores critique (dc) et le facteur de formation (F) sont connus: 2

dc k = -----------226F

(10)

Le diamètre critique des pores est généralement défini par le seuil de pénétration du mercure dans l’essai de porosimétrie au mercure (voir la figure 3.11). On rappelle que le facteur de formation est défini par le rapport entre la conductivité électrique de la solution interstitielle et celle du béton saturé par cette même soσ lution : F = ------ . σe Ce modèle met en évidence deux facteurs d’influence sur la perméabilité : la taille maximale des pores via la valeur de dc et la structure poreuse (porosité et tortuosité) via le facteur de formation.

3.2.2. Modèles capillaires simples Dans ces modèles les vides des canaux de section rectangulaire simulent les fissures et des cylindres représentent les pores (figure 3.30).

89


z y

y

H

x

x

L

L

W

l

l pe2 Milieu fissuré : k = 12

Milieu tubulaire : k =

pr2 8

z y x

H L l

Milieu tubulaire tortueux : k =

pr2 8T

Figure 3.30 : modélisation simplifiée de la microstructure pour la prédiction de la perméabilité, d’après [DUL 79]. La structure poreuse des bétons peut être modélisée simplement par des tubes identiques dont le rayon r est égal au rayon moyen des pores mesuré au porosimètre à mercure (donc connectés) dans le cas d’une distribution unimodale. Ces tubes peuvent être considérés comme rectilignes ou présenter une certaine tortuosité. Dans le cas des bétons fissurés, on peut modéliser la structure poreuse par des failles rectilignes d’ouverture e. Les perméabilités calculées pour chacune des trois microstructures sont indiquées sous chaque schéma, p étant la porosité ouverte des matériaux considérés.

La perméabilité est calculée en écrivant que le débit volumique traversant le matériau est égal à la somme des débits traversant les vides. Dans le cas d’un pore cylindrique, le débit volumique est exprimé par la relation de Poiseuille : 4

πr dp q = – -------- ⋅ -----8μ dx

(11)

On en déduit la relation entre la perméabilité, la porosité ouverte et la dimension des pores : 2

po r k = ---------8

(12)

La relation montre que la perméabilité dépend de la porosité ouverte et de la taille des pores. Comme dans le modèle de Katz et Thomson, la perméabilité est proportionnelle au carré de la dimension des pores. Dans le cas d’une distribution bimodale de la dimension des pores (pores capillaires et pores des hydrates pour les bétons), on peut exprimer la perméabilité selon la relation :

90


2

2

p cap r cap + p hyd r hyd k = -----------------------------------------------8

(13)

Dans ce modèle, les grandeurs d’entrée sont déterminées par porosimétrie au mercure : pcap et phyd sont les porosités capillaires et des hydrates mesurées, rcap et rhyd sont les rayons moyens des pores capillaires et des hydrates. L’application de ce modèle est illustrée à la figure 3.31. Le modèle démontre le rôle prépondérant de la porosité capillaire interconnectée dans la perméabilité. 50

50

Porosité (%)

40

Perméabilité (10-16m2)

Pcap connectée Ptot

30 20 10 0

0

0,2

0,4

0,6

0,8

1

40 30 20 10 0

0

0,2

0,4

E/C

E/C

(a)

(b)

0,6

0,8

1

Figure 3.31 : variation de la porosité totale et de la porosité capillaire interconnectée dans les pâtes de ciment âgées de 28 jours en fonction du rapport E/C (a). Perméabilités calculées au moyen du modèle capillaire selon la relation 13 (b). Les porosités de la figure (a) sont déduites des données de porométrie au mercure présentées à la figure 3.11. Les perméabilités sont calculées à partir du modèle capillaire. Dans la relation (13), le rayon des pores des hydrates est choisi constant et égal à 10 nm. Le rayon des pores capillaires est pris égal à la moyenne entre le rayon critique (rayon des plus gros capillaires) et le rayon des plus petits capillaires (50 nm). Le modèle met en évidence le rôle prépondérant de l’’interconnexion des capillaires sur la perméabilité.

3.3. Influence des paramètres de composition et de la cure sur la perméabilité des bétons 3.3.1. Influence de la teneur en eau et de la durée de la cure La figure 3.32 montre la variation de la perméabilité d’une pâte de ciment avec le rapport E/C. Ces données sont obtenues sur des pâtes complètement hydratées (ou tout au moins hydratées au maximum lorsque le rapport E/C est trop petit pour permettre une hydratation complète). La forme de la courbe expérimentale est proche de celle obtenue par le modèle capillaire (figure 3.31). Les valeurs mesurées sont différentes de celles prévues par le modèle car les mesures de perméabilité à l’eau (figure 3.32) sont délicates mais l’essentiel est que ces données

91


confirment bien le rôle de l’interconnexion des capillaires. Comme le montre la figure 3.14, les capillaires sont toujours interconnectés pour des rapports E/C supérieurs à 0,7. Dans ce cas, la perméabilité augmente très vite avec la quantité d’eau de gâchage. Au vu de ce résultat, on comprend que le rapport E/C n’atteigne jamais cette valeur dans les bétons de structure.

Coefficient de perméabilité KW (m2 . s–1)

(. 10–14) 140 120 100 80 60 40 20 0 0,2

0,3

0,4

0,5

0,6

0,7

08

Rapport E/C

Figure 3.32 : relation entre le coefficient de perméabilité à l’eau des pâtes de ciment totalement hydraté et le rapport E/C, d’après [POW 54]. Au-dessus du rapport critique E/C = 0,70, le réseau capillaire reste toujours interconnecté : la perméabilité de la pâte de ciment augmente rapidement avec le rapport E/C au voisinage de ce seuil.

En pratique, l’hydratation en peau des bétons exposés à l’air atmosphérique peut s’interrompre en empêchant la segmentation de la porosité capillaire même si le rapport E/C est faible. La figure 3.33 montre l’influence de la durée de cure sur la perméabilité des bétons. Les temps pour parvenir à la segmentation des capillaires étant plus importants pour les fortes teneurs en eau (voir tableau 3.1), la qualité et la durée de la cure auront d’autant plus d’influence sur les propriétés de transfert, donc sur la durabilité, que le rapport E/C sera élevé.

92


(. 10–17)

Perméabilité (m2)

150

100

Rapport E/C 0,70 0,62 0,55 0,47 0,40

50

0

1

4

28

7

Durée de cure (jours)

Figure 3.33 : influence de la durée de cure sur la perméabilité au gaz de bétons gâchés à différentes teneurs en eau, d’après [DHI 89I]. Les perméabilités des bétons sont mesurées à la même échéance de 28 jours. L’augmentation de la durée de cure initiale (effectuée ici dans l’eau) se traduit par une diminution de la perméabilité. L’influence de la durée de cure est bien plus importante pour les bétons préparés avec de fortes teneurs en eau.

Différents produits de cure peuvent être utilisé pour diminuer les départs d’eau ; le tableau 3.3 indique l’efficacité de certains d’entre eux. Une cure humide ou l’utilisation d’une émulsion de cire peut réduire la porosité superficielle d’environ 15 % et diviser pas 2,5 le diamètre moyen des pores. Tableau 3.3 : influence de différentes techniques de cure sur la porosité totale et le diamètre moyen des pores de mortiers âgés de trois jours, d’après [GOW 90]. Méthode de cure

Porosité au mercure (%)

Diamètre moyen des pores (nm)

3 jours de cure humide

20,1

80

Émulsion acrylique

22,9

128

Émulsion de cire

20,9

90

Sans cure humide

24,1

228

Conditions de conservations : 35 °C, 45 % HR, vitesse du vent 3 m/s. Composition : ciment/sable = 1/2,9 – E/C = 0,48.

93


La perméabilité des bétons dépend principalement de la porosité capillaire ainsi que de la taille et de l’interconnexion des pores capillaires. Pour diminuer la perméabilité des bétons il convient donc de diminuer le rapport E/C et de soigner la cure.

3.3.2. Influence des granulats sur la perméabilité L’interface pâte/granulat, du fait de sa porosité plus élevée, doit favoriser les écoulements de fluide. Mais les granulats introduisent d’autres effets qui ne vont pas tous dans le même sens : – si la porosité augmente au voisinage des granulats par effet de parois, la pâte est plus dense dans la région extérieure aux auréoles de transition. Cet effet va dans le sens d’une diminution de la perméabilité ; – dans l’analyse des différences entre pâte et béton, il ne faut pas sous-estimer la contribution apportée par la perméabilité des granulats. Si leur porosité est généralement très inférieure à celle de la pâte, leur perméabilité n’est pas aussi différente qu’on pourrait le prévoir en première analyse (tableau 3.4) car la distribution de la taille des pores (en général au-dessus de 10 µm) est tout à fait différente de celle de la pâte. Les conclusions sont évidemment différentes avec des granulats imperméables ; leur présence constitue alors des obstacles interposés sur le cheminement des fluides ce qui introduit une tortuosité supplémentaire. Tableau 3.4 : comparaison de la perméabilité de différents types de roches et de pâtes de ciment, d’après [POW 58]. Type de roche

Coefficient de perméabilité (m/s)

Rapport E/C des pâtes à maturité de même perméabilité

Trap dense Diorite quartzique Marbre 1 Marbre 2 Granite 1 Grès Granite 2

2,5.10–14 8,2.10–14 2,4.10–13 5,8.10–12 5,3.10–11 1,2.10–10 1,6.10–10

0,38 0,42 0,48 0,66 0,70 0,71 0,71

Au bilan, le résultat global de ces différents effets est a priori incertain. Les données expérimentales, peu nombreuses, montrent que les perméabilités des bétons et des mortiers préparés avec le même rapport E/C et des granulats peu poreux sont du même ordre de grandeur [LOB 03]. Sur le plan pratique, le résultat principal concerne l’influence de la taille maximale des granulats sur la perméabilité des bétons. Pour un Dmax variant de 10 à 20 mm, il n’y a pas de variation significative de perméabilité aussi bien pour des bétons courants que pour des bétons à hautes performances (BHP) formulés en optimisant leur squelette granulaire.

94


3.3.3. Influence des additions minérales Jusqu’à présent on s’est intéressé au béton sous la forme la plus simple lorsqu’il est composé de ciment Portland, de sable de gravillons et d’eau. Mais, de plus en plus, les bétons contiennent, outre ces ingrédients de base, des additions minérales et des adjuvants. Les fillers calcaires, les laitiers de haut-fourneau et les cendres volantes peuvent aussi se trouver dans les ciments composés. Avant de présenter l’influence des produits d’addition sur la perméabilité, il faut s’arrêter un instant sur les bases de comparaison possibles. Dans ce qui précède nous avons considéré que le facteur de premier ordre de la durabilité était le rapport E/C et, lorsque nous avons cherché à montrer l’influence de la durée de la cure (figure 3.33), nous avons comparé entre eux des bétons à même rapport E/C. Le choix de ce même paramètre E/C comme base de comparaison devient nettement moins pertinent lorsqu’on veut comparer un béton contenant des additions minérales avec un béton témoin qui n’en contient pas ; en effet, dans le béton d’étude, le ciment ne représente qu’une partie du liant, et le liant lui-même peut avoir des propriétés variables selon la proportion d’addition. Dans ce cas, nous pensons que les comparaisons entre bétons doivent se faire à résistance à la compression constante. C’est, en fait, la seule base de comparaison possible lorsque l’addition minérale est un composé du ciment. Les quelques résultats qui prennent en compte la résistance des bétons dans les études de perméabilité conduisent à la même conclusion : une relation approximative existe entre la perméabilité d’un béton contenant des cendres volantes ou du laitier de haut-fourneau et sa résistance à la compression mesurée à la même échéance (inférieure à 60 jours). Cette corrélation est seulement approximative, et on obtient fréquemment des perméabilités un peu plus faibles pour une même résistance dans les bétons utilisant des cendres volantes comme addition minérale (voir le tableau 3.2 par exemple). L’importance de la cure a été signalée pour les bétons confectionnés avec des CEM I. L’allongement de la durée de cure est encore plus bénéfique avec les ciments de type II, III, IV ou V. À 28 jours, si l’accroissement de la durée de cure de 12 à 72 heures peut réduire la perméabilité d’un facteur 3 (cela dépend du béton comme le montre la figure 3.33), la perméabilité est réduite d’un facteur 6 à 7 avec un CEM II/B (avec 30 % de cendres volantes) ou un CEM III/A (avec 60 % de laitier) [POM 87]. Ce résultat s’explique par la faible hydraulicité des laitiers de haut-fourneau, comparée à celle du clinker, et par la relative lenteur de la réaction pouzzolanique des cendres volantes.

95


3.3.4. Perméabilité des BHP La figure 3.34 présente la variation de la perméabilité mesurée sur des bétons âgés d’1 an en fonction de leur résistance à 28 jours. 10 000

Kair (10–18 m2)

1 000

100

10

1 0

20

40

60

80

100

120

fc28j (MPa)

Figure 3.34 : variation de la perméabilité du béton avec la résistance à 28 jours, d’après [YSS95]. Les bétons testés ont été conservés 1 jour dans l’eau puis dans l’air à 50 % d’humidité et 20 °C jusqu’au moment de la mesure (1 an).

La perméabilité diminue logiquement avec la résistance mais on peut remarquer que les perméabilités des BHP ne diminuent que faiblement avec la résistance. Ce résultat peut être rapproché de celui de la figure 3.32 (à faible rapport E/C, la perméabilité reste faible et ne varie pas beaucoup) et du fait que les auréoles de transition n’existent quasiment pas dans les BHP avec ou sans fumée de silice. On peut enfin noter que la microfissuration d’autodessiccation de ces bétons n’a pas d’effet néfaste sur la perméabilité.

96


Les remontées capillaires. Test d’absorption d’eau Les remontées capillaires dans les bétons permettent à des espèces agressives contenues dans les sols d’envahir la structure poreuse. Ces remontées sont dues à un transfert sous gradient de pression, comme la perméabilité qui est décrite ci-dessus, mais la pression motrice est ici la pression capillaire. Si on assimile les pores à des cylindres verticaux, la loi de Jurin permet de calculer l’ascension maximale de l’eau (liquide mouillant) :

I = 2r

2σ cos θ H = ------------------rρg

T H

H la hauteur maximale d’ascension capillaire; r est le rayon du cylindre; θ l’angle de raccordement (voisin de 0 dans le cas de l’eau sur les matériaux cimentaires); σ la tension superficielle de l’eau (0,075 N/m); ρ la masse volumique de l’eau.

La hauteur d’ascension capillaire est inversement proportionnelle au rayon des pores. À titre d’exemple, dans un pore d’1 µm de rayon, H est égal à 15 m ! Si on modélise la structure poreuse d’un matériau par des tubes cylindriques verticaux de rayon égal au rayon moyen des pores (donné par exemple par le porosimètre à mercure), la loi de Jurin permet de calculer la hauteur maximale d’ascension de l’eau. En pratique, la hauteur d’ascension est inférieure aux valeurs calculées, car l’eau qui imprègne le matériau s’évapore par les faces latérales. Un équilibre s’établit à des hauteurs inférieures à H. Lors de l’évaporation, les sels contenus dans l’eau précipitent en surface, ce qui explique la présence de traces de précipités souvent observées à la limite atteinte par l’eau. Pour caractériser la structure poreuse d’un béton, on peut utiliser un essai d’absorption d’eau. Il s’agit d’un essai simple qui consiste à suivre l’évolution de la masse d’un échantillon cylindrique de béton préalablement séché et dont la base est placée au contact d’une nappe d’eau.

97


La hauteur des éprouvettes, de l’ordre de la dizaine de centimètres, est très inférieure à la hauteur d’ascension maximale H donnée par la loi de Jurin. On peut alors montrer que la loi d’ascension de l’eau au cours du temps est donnée par la relation :

A L

σr cos θ- t h ( t ) ≈ -----------------2μ

h(t)

où r est le rayon moyen des pores et µ la viscosité de l’eau. La masse d’eau absorbée par unité de section A de l’éprouvette est égale à : M eau ( t ) ---------------- = A

où po est la porosité ouverte. Cette masse absorbée varie théoriquement en racine carrée du temps jusqu’à la saturation (L = hauteur de l’éprouvette).

Meau (t) A

σr cos θ ------------------- tp o ρ eau 2μ

courbe théorique

p0LUeau courbe expérimentale

¥W

En pratique, les courbes expérimentales ont l’allure donnée ci-contre sur la figure du bas. La pente à l’origine est proportionnelle à la quantité p o r et, si on connaît la porosité ouverte du béton, il est possible de calculer r et d’estimer ainsi simplement un ordre de grandeur de la dimension moyenne des pores en mesurant la prise de masse de l’éprouvette au cours du temps.

4. LA DIFFUSION DANS LES BÉTONS 4.1. Les lois de la diffusion 4.1.1. La diffusion moléculaire, relations entre les coefficients de diffusion La diffusion désigne le processus de transport d’un constituant dans un milieu donné sous l’effet de son agitation aléatoire à l’échelle moléculaire. S’il existe une différence de concentration entre deux points du milieu, ce phénomène engendre un transport global du constituant considéré, orienté de la zone la plus concentrée vers la zone la moins concentrée jusqu’à ce qu’il y ait équilibre des concentrations. Les transports par diffusion peuvent intervenir sous deux formes : en phase liquide ou en phase gazeuse.

98


Le premier mode concerne le transport d’espèces ioniques en solution dans la phase aqueuse interstitielle ; il intervient par exemple lors de l’attaque du béton par les sulfates de l’eau de mer ou par l’acide carbonique d’un sol riche en matières organiques. Les transports de gaz dans les bétons ne se produisent généralement pas par écoulement (sous l’effet de différences de pression) mais plutôt par diffusion dans l’air contenu dans les pores ou les fissures du matériau. La diffusion en phase gazeuse concerne notamment la dessiccation d’un béton déjà partiellement séché (transport de vapeur d’eau), ainsi que la pénétration de gaz agressifs pour le béton ou pour ses armatures tels que le gaz carbonique ou l’oxygène. Pour décrire le transport diffusif, nous supposons dans un premier temps que les particules sont à l’état atomique ou moléculaire. C’est bien le cas des gaz ; par contre, en solution, les particules sont des ions et, en plus du moteur que constitue la différence de concentration, des forces d’interactions électriques interviennent dans le transport puisque chaque ion est entouré par d’autres espèces ioniques. Dans ce cas, les lois que nous allons présenter dans cette première approche doivent être modifiées. • Diffusion en milieu infini Le processus est caractérisé par un coefficient de diffusion D défini par la première loi de Fick : ∂c J x = – D ----∂x ∂c où Jx est le flux du constituant dans la direction x, et ----- est son gradient de con∂x centration dans cette direction. Le coefficient de diffusion est caractéristique de l’espèce diffusante, du milieu dans lequel elle diffuse et de la température. • Diffusion dans un pore Dans un pore, les parois perturbent le transport dans la direction du gradient de concentration et le flux J *x s’exprime encore par la première loi de Fick mais le coefficient de diffusion D*est plus petit que D : ∂c J *x = – D∗ ----∂x

99


• Diffusion dans un milieu poreux, coefficient de diffusion effectif Dans un milieu poreux, on décrit le transport à l’aide du flux effectif Je,x qui représente la quantité de constituant qui traverse le matériau par unité de temps et par unité de surface du matériau dans la direction x. Ce flux reste proportionnel au gradient de concentration de l’espèce dans la phase support où elle diffuse (la solution interstitielle pour une espèce ionique ou l’air pour le CO2 atmosphérique par exemple) et le coefficient de proportionnalité est donné par la première loi de Fick appliquée au milieu poreux : ∂c J e, x = – D e ----(14) ∂x De est appelé « coefficient de diffusion effectif » et dépend de l’espèce diffusante, de la phase support, de la structure poreuse du matériau et de la température. Il dépend aussi de l’état de saturation. Dans ce qui suit nous considérerons que le milieu poreux est saturé par la phase support. Les coefficients de diffusion s’expriment en m2/s. Les modèles physiques relient le coefficient de diffusion effectif De d’un constituant donné au coefficient de diffusion D de ce même constituant dans la phase qui remplit les pores. Une relation du type suivant est généralement utilisée, dans laquelle est introduit le paramètre de constrictivité δ qui rend compte des effets de la variation de section des pores : δp o D e = --------- D (15) T où po est la porosité ouverte et T la tortuosité. Cette relation est analogue à celle σ D qui définit le facteur de formation F. On retrouve F = ------ = ------ . σe De Ce modèle montre que, contrairement au cas de la perméabilité, la taille des pores n’a pas d’influence sur les propriétés de transport par diffusion.

4.1.2. La diffusion ionique La solution interstitielle des bétons est fortement concentrée en espèces ioniques: c’est un électrolyte. Les ions étant eux-mêmes électriquement chargés, leur mouvement dans la solution interstitielle n’est pas seulement gouverné par le gradient ∂ψ de concentration, mais aussi par le gradient de potentiel local ------- dû aux autres ∂x ions et connu sous le nom de potentiel de membrane.

100


Le flux dû à ce potentiel de membrane s’exerçant sur un ion i est donné par la relation : ∂ψ J i, x = – u i c i ------(16) ∂x ci étant la concentration de l’espèce i au point considéré et ui sa mobilité ionique. Le flux total est la somme de la contribution due au gradient de concentration, donnée par la première loi de Fick, et de celle due au potentiel de membrane soit : ∂c i ∂ψ J i, x = – D i ------- – u i c i ------(17) ∂x ∂x La mobilité ionique est reliée au coefficient de diffusion par l’équation de NernstEinstein : Di zi F u i = ------------(18) RT En portant cette valeur dans la relation précédente on obtient l’équation de Nernst-Planck : ∂c i z i F ∂ψ (19) J i, x = – D i ------- – ------- c i D i ------∂x ∂x RT où F est la constante de Faraday, R la constante des gaz parfait et T la température. Si on considère cette fois la diffusion dans un matériau poreux, la relation donnant le flux effectif s’établit de façon analogue et on peut écrire : ∂c i z i F ∂ψ (20) J e, i, x = – D e, i ------- – ------- c i D e, i ------∂x ∂x RT Dans la pratique, le flux d’un ion est généralement exprimé par la première équation de Fick. Remarquons qu’il s’agit là d’une simplification, puisqu’en procédant ainsi on ne prend pas en compte les interactions électriques créées par les autres ions de la solution interstitielle. Les erreurs commises en faisant cette simplification ne sont pas très importantes, mais elles expliquent des résultats qui seraient inexplicables par la loi de Fick. Nous y reviendrons dans le paragraphe 4.1.4 consacré à la mesure du coefficient de diffusion effectif. Dans ce qui suit nous décrivons la diffusion ionique par la loi de Fick.

4.1.3. La cinétique de pénétration d’une espèce par diffusion, deuxième loi de Fick L’équation de continuité appliquée à un élément de volume de solution situé à l’abscisse x et d’épaisseur dx s’écrit :

101


∂J ∂c ----- = – -------x∂x ∂t

(21)

Je (x)

Je (x + dx)

Si on exprime le flux par la première loi de Fick et si D est indépendant de x (milieu homogène), on obtient la deuxième loi de Fick : 2

∂ c ∂c ----- = D -------2 ∂t ∂x

(22)

Si l’élément de volume considéré est un volume de matériau saturé par la phase support, l’équation de continuité s’écrit : ∂J e, x ∂C ------- = – -----------(23) ∂t ∂x où C représente la concentration de l’espèce diffusante par unité de volume de matériau. Ce dernier étant saturé, on peut relier la concentration C à la concentration c dans la phase support grâce à la relation C = poc si tout le constituant diffusant est contenu dans cette phase support. Cette hypothèse correspond au cas où le constituant considéré est inerte vis-à-vis de la phase solide. En exprimant le flux effectif par la première loi de Fick, on obtient la deuxième loi de Fick appliquée au matériau poreux non réactif : 2 De ∂2 c ∂ c ∂c (24) ----- = ------ -------- = D a -------2 p o ∂x 2 ∂t ∂x où Da est le coefficient de diffusion apparent du matériau. L’intégration de l’équation précédente permet de déterminer le profil de pénétration c(x,t) de l’espèce considérée dans le matériau. Dans les cas simples (milieu semi-infini, conditions initiales uniformes et conditions aux limites constantes), on montre que la concentration c(x,t) s’exprime en fonction de la variable unique x . La progression de la pénétration d’une espèce par diffusion se fait par η = ----t une loi caractéristique en

102

t.


Les espèces que l’on considère dans le domaine de la durabilité des bétons, réagissent souvent avec le solide. Par exemple le béton se carbonate sous l’effet du dioxyde de carbone. Il se forme aussi des chloroaluminates de calcium hydratés lorsque les chlorures diffusent dans le béton. Ces réactions retardent la pénétration des espèces dans le béton et les lois précédentes doivent être modifiées en conséquence. L’équation (23) peut être réécrite en considérant que la concentration totale en espèce diffusante C est la somme de deux termes Cl et Cf, respectivement les concentrations de l’espèce diffusante à l’état « libre » dans la phase support et à l’état « fixé » par le solide. Les concentrations sont généralement rapportées aux quantités qui les contiennent soit en mole par m3 de solution pour les espèces libres (notation cl) ou en mole par kg de solide pour les espèces fixées (notation cm,f). L’équation (24) s’écrit alors : 2

2

De ∂ cl ∂ c ∂c l ------- = -------------------------------------------------------------- ----------l = D a ---------2 p o + ( 1 – p o )ρ s ∂c m, f ⁄ ∂c l 2 ∂t ∂x ∂x

(25)

Le coefficient de diffusion apparent Da des milieux poreux réactifs dépend du coefficient de diffusion effectif, de la porosité ouverte po mais aussi des interactions par le biais de la quantité ∂c m, f ⁄ ∂c l , appelée capacité de fixation et qui est la pente de la courbe cm,f = f (cl) appelée isotherme d’interactions. Dans le cas des chlorures, cette isotherme est déterminée en mesurant les quantités de chlorures consommées par le béton dans des solutions à différentes concentrations [AFG 07]. La figure 3.35 montre que cette isotherme n’est pas linéaire et, par conséquent, le coefficient de diffusion apparent Da dépend de la concentration.

103


Chlorures fixés (mg/g hydrates)

16 14 12 10 8 E/C = 0,4, pâte de CEM I E/C = 0,6, pâte de CEM I E/C = 0,8, pâte de CEM I mortier C-S-E = 1-2-0,4 mortier C-S-E = 1-2-0,6 mortier C-S-E = 1-2-0,8

6 4 2 0

0

0,2

0,4

0,6

0,8

1

Chlorures (mol/L de solution)

Figure 3.35 : isotherme d’interactions des chlorures, d’après [TAN 93]. Les essais ont été réalisés avec des pâtes de ciment ou de mortiers de CEM I. Trois rapports E/C ont été choisis et les quantités de chlorures fixés (en ordonnées) sont rapportées à la quantité d’hydrates. La courbe unique obtenue pour les 6 matériaux montre que les chlorures sont fixés par les hydrates.

4.1.4. Mesure des coefficients de diffusion Le principe des méthodes habituelles de mesure consiste à établir un gradient de concentration constant (ou de pression partielle dans le cas des gaz) de part et d’autre d’une éprouvette d’épaisseur L et de mesurer les quantités d’espèce diffusante sortant de l’échantillon. Les concentrations sont maintenues constantes de chaque côté de l’échantillon en renouvelant régulièrement les solutions contenues dans deux compartiments. Le dispositif utilisé pour les espèces ioniques ou les radioéléments en solution est présenté à la figure 3.36. • Remarque sur l’essai de diffusion simple Le calcul du coefficient de diffusion effectif se fait à partir du flux en régime permanent en appliquant la première loi de Fick (éq. 14). Il s’agit d’une simplification puisque le flux doit s’exprimer en toute rigueur selon la loi de Nernst-Planck (éq. 20). Pour utiliser l’équation de Nernst-Planck il faudrait connaître le champ électrique local créé par les autres ions ce qui est compliqué en pratique. Les valeurs obtenues par application de la première loi de Fick dépendent de la concentration dans le compartiment amont et, pour les espèces ioniques, de la nature du contre ion associé. Il s’agit là d’une conséquence de l’approche simplifiée [OLL 02].

104


La durée permettant d’obtenir le régime permanent est très longue (plus d’un an pour un béton courant de 3cm d’épaisseur. Le temps de mesure n’est donc pas compatible avec les exigences de contrôle de qualité ou de mise au point d’une formule de béton. Dans la pratique et pour les espèces ioniques, on réalise des essais accélérés en appliquant un champ électrique extérieur (figure 3.37).

9 8

QL/c0 (10–6 m2)

7 6 5 4 3 2 1 0 0

50

100

150

200

Durée (jours)

Figure 3.36 : principe de la mesure du coefficient de diffusion effectif. Essai de diffusion simple. Le flux est déterminé à partir des quantités d’espèces diffusantes mesurées dans le compartiment aval à l’occasion de chaque renouvellement. En régime permanent le flux constant est donné par ΔQ J e, x = ---------- où ΔQ est la quantité diffusée pendant l’intervalle de temps Δt à travers la section S de SΔt l’éprouvette. Le coefficient de diffusion effectif est calculé en appliquant la première loi de Fick (14) J e, x selon la relation D e = ---------L. c0

105


Valve de contrôle des volumes Cathode (-)

Anions Cations 2OH– H2O + 1/2O2 + 2e–

Compartiment anodique Joint en silicone

Valve d'évacuation

H2O + e– 1/2H2 + OH–

Compartiment cathodique Échantillon de mortier

Gain en Cl– (g) du côté anodique

Anode (+)

3,5 3 2,5 2 1,5 1 0,5 0 0

50

100

150

200

250

300

350

Temps (h)

Figure 3.37 : principe de la mesure du coefficient de diffusion effectif. Essai sous champ électrique. L’éprouvette de béton est placée entre deux compartiments. Pour la mesure du coefficient de diffusion des chlorures par exemple, la solution dans le compartiment de droite sur la figure contient du chlorure de sodium (concentration c). Une différence de potentiel de l’ordre de 10 V accélère le transfert des chlorures vers le compartiment de gauche. La courbe de droite est relative à un béton de hautes performances (E/C = 0,32). Le régime permanent avec une éprouvette de 3 cm d’épaisseur est obtenu en quelques jours. Le coefficient de diffusion effectif est calculé en régime permanent à partir de la loi de Nernst-Planck. En négligeant le terme diffusif et en supposant que le terme de la relation de Nernst-Planck n’est dû qu’à la différence de potentiel ΔV appliquée à l’éprouvette d’épaisseur L, le J e, x RTL coefficient de diffusion effectif est donné par D e = ---------------------- le flux constant étant donné par cF ΔQ J e, x = ---------- où ΔQ est la quantité traversant l’éprouvette pendant l’intervalle de temps Δt à travers sa SΔt section S.

Comme pour l’essai de diffusion simple, l’essai sous champ électrique présenté à la figure 3.37 permet de mesurer le coefficient de diffusion effectif. Du fait de la simplification adoptée dans le calcul, le résultat obtenu dépend des conditions aux limites (concentration des solutions, différence de potentiel appliquée). D’autres essais permettent de déterminer le coefficient de diffusion apparent. Ces essais sont réalisés en régime non permanent. Les plus utilisés sont l’essai d’immersion et l’essai de pénétration sous champ électrique et font l’objet d’une normalisation. L’essai d’immersion (NT Build 443) est basé sur la deuxième loi de Fick. Les échantillons à tester sont immergés 35 jours à 23 °C dans une solution à 165 g/L de NaCl (figure 3.38).

106

Revêtement étanche

DIFFUSION

Béton

[Cl–]

Concentration en chlorures totaux


Csa

Profil des chlorures Courbe ajustée Points expérimentaux

Ci Distance à la surface exposée

Figure 3.38 : schéma de l’essai d’immersion NT BUILD 443. À la fin de l’immersion, le coefficient de diffusion apparent est calculé à partir du profil de chlorures déterminé expérimentalement. Le coefficient Da est déduit du profil sur la base de la deuxième loi de Fick. Si on suppose que les interactions entre les chlorures et le béton sont linéaires (cf = Kcl), l’équation (25) peut s’écrire : 2

∂ ( cl + cf ) ∂c ∂ c -------t = ---------------------- = D a ----------t 2 ∂t ∂t ∂x L’équation du profil de chlorures totaux, solution de la relation (25), est : x ct = c t, initial + ( c t, s c t, initial )erfc ----------------( x, t ) aD a t

(26)

(27)

Dans cette relation, t est le temps d’’immersion et les concentrations sont exprimées en mole/m3 de liquide interstitiel. ct,s et ct,initial sont les concentrations de la solution d’immersion et de la solution interstitielle du béton avant immersion (en général proche de zéro). La fonction erfc(y) est définie par y

2 u du 2 erfc ( y ) = 1 – ------- e et tabulée dans les bases de données mathématiques classiques. π

∫ 0

Les concentrations mesurées pour la détermination expérimentale du profil sont en général exprimées en mole ou kg de chlorure par kg de béton. La relation (27) peut s’écrire avec ces nouvelles unités : x (28) = c m, t, initial + ( c m, t, s c m, t, initial )erfc ----------------c m, t ( x, t ) aD a t Le profil expérimental est calé avec la relation (28) et le coefficient de diffusion apparent est obtenu en recherchant le meilleur calage possible.

Le calcul du coefficient de diffusion apparent selon cette méthode est basé sur un grand nombre d’hypothèses (première loi de Fick applicable, interactions linéaires, matériau homogène dans la direction de pénétration des chlorures). Elle présente néanmoins l’avantage de fournir un coefficient dans les conditions naturelles de diffusion et dans un délai raisonnable. Cette méthode est aussi à la base de modèles de prédiction de la pénétration des chlorures, car elle permet de

107


prédire le profil à partir de la mesure de Da et de la concentration dans le milieu d’immersion en utilisant la relation (27) ou (28). Le deuxième essai, appelé CTH method et normalisé sous le numéro NT BUILD 492 est une méthode de pénétration sous champ électrique (figure 3.39). Elle présente l’avantage de fournir les résultats au bout de 24 heures.

+

Alimentation en courant continu

a b c d e

a : cylindre de caoutchouc b : compartiment anodique c : anode d : échantillon

f g h e : compartiment cathodique f : cathode g : support h : récipient en matière plastique

Figure 3.39 : schéma de principe de la méthode CTH NT BUILD 492, d’après [TAN 96]. La pénétration des chlorures dans l’éprouvette est accélérée par une différence de potentiel. À la fin de l’essai, l’éprouvette est rompue par fendage, et la profondeur de pénétration est mesurée au moyen d’un révélateur coloré : du nitrate d’argent. La différence de potentiel est choisie de telle sorte qu’à la fin de l’essai, qui dure 24 heures, le front de pénétration des chlorures n’atteigne pas la face de sortie de l’éprouvette. Le réglage de la tension est effectué sur la base de la mesure du courant traversant l’échantillon au début de l’essai. Le coefficient de diffusion apparent est calculé au moyen d’une formule empirique.

Au bilan, les méthodes de mesure des coefficients de diffusion sont nombreuses et les calculs associés reposent sur des hypothèses simplificatrices. Il faut donc bien préciser que les résultats obtenus dépendent des conditions expérimentales et que les coefficients calculés ne permettent que des comparaisons entre matériaux à condition bien sûr que les essais aient été conduits de la même façon.

Des efforts de normalisation sont en cours et ils n’ont pas encore abouti au moment de la rédaction de ce livre. Dans ce qui suit des données quantitatives seront fournies pour illustrer l’influence de la composition des bétons. Il faudra se garder de comparer les valeurs relevées dans des figures différentes car elles peuvent être issues de diverses méthodes de mesure.

108


4.2. Relation entre la diffusion et la structure poreuse

50 40

Pâtes CEM I Pâtes CEM V

10–10

De(m2/s)

Porosité à l'eau (%)

Le coefficient de diffusion effectif d’une espèce donnée dans un matériau poreux comme la pâte de ciment ou le béton peut être relié au coefficient de diffusion de cette espèce dans la solution interstitielle, généralement assimilée à l’eau, au 1 pδ moyen de la relation (15) --- = ------ . Des trois paramètres intervenant dans cette F T relation, seule la porosité ouverte peut être mesurée simplement. La constrictivité et la tortuosité caractérisent globalement la géométrie des pores et la figure 3.40 montre qu’ils sont variables d’un matériau à l’autre. À porosité donnée, le terme δ --- est environ 10 fois plus petit pour les pâtes de ciment de type CEM V que pour T les CEM I.

30 20

Pâtes CEM I Pâtes CEM V

10–11 10–12

10 0 0,20

0,30

0,40

Rapport E/C

(a)

0,50

0,60

10–13 0,20

0,30

0,40

0,50

0,60

0,70

0,80

Rapport E/C

(b)

Figure 3.40 : variation de la porosité à l’eau et du coefficient de diffusion effectif de pâtes de ciments CEM I et CEM V en fonction du rapport E/C, d’après [BEJ 06]. Les porosités à l’eau des pâtes de ciments de type CEM V sont un peu plus grandes que celles des pâtes de CEM I de même rapport E/C (figure a). Les coefficients de diffusion portés sur la figure b sont des coefficients de diffusion effectifs de l’eau tritiée mesurés sur des échantillons matures. Pour un rapport E/C donné, le coefficient de diffusion des pâtes de CEM V est environ 10 fois plus petit que celui des pâtes de CEM I malgré une porosité plus grande. La figure montre que la géométrie de la structure poreuse joue un rôle important dans la diffusion.

Plusieurs relations empiriques ont été proposées pour rendre compte de la variation du coefficient de diffusion des pâtes de ciment avec la porosité mais elles ne présentent pas de caractère général puisqu’elles dépendent des matériaux (voir la figure 3.40). S’il n’existe pas de modèles prédictifs satisfaisants pour les pâtes et bétons, la figure 3.40 montre que le coefficient de diffusion effectif croît avec la porosité et qu’il est influencé par la structure poreuse : à porosité égale, les pâtes de ciment de type CEM V contiennent plus de pores de petites tailles. Ce résultat semble contredire le fait que le coefficient de diffusion effectif est indépendant de la taille des pores. En fait, c’est la plus grande tortuosité dans les pâtes de ciment de type CEM V qui serait responsable de la diminution du coefficient de diffusion.

109


4.3. Influence des paramètres de composition des bétons sur la diffusion 4.3.1. Influence du rapport E/C Le coefficient de diffusion effectif des bétons diminue avec le rapport E/C (figure 3.41) comme dans le cas des pâtes de ciment (figure 3.40). La perméabilité présente une variation rapide à partir d’un rapport E/C de l’ordre de 0,5 (figure 3.32) ce qui correspond au seuil d’interconnexion de la porosité capillaire. Cet effet ne se retrouve pas avec la diffusion mais on peut noter qu’entre des valeurs de 0,3 et 0,7 du rapport E/C, le coefficient de diffusion est multiplié par un facteur 20. 40 35

De(10-12m2/s)

30 25 20 15 10 5 0 0,25

0,35

0,45

0,55

0,65

0,75

0,85

E/C

Figure 3.41 : influence du rapport E/C sur le coefficient de diffusion des bétons, d’après [TAN 03].

4.3.2. Influence des granulats L’influence de la nature des granulats a été peu étudiée, par contre celle de la teneur en granulats a fait l’objet de davantage d’études. On peut citer les résultats obtenus par Lobet qui a mené une recherche assez complète sur ce sujet [LOB 03]. L’influence de la fraction volumique des granulats peut être décrite avec une assez bonne précision en considérant un effet de dilution : le coefficient de diffusion effectif diminue de la même façon que le volume de pâte dans les mélanges. En première approximation on peut donc penser que l’augmentation du coefficient de diffusion dans l’auréole de transition formée autour des granulats [DEL 97] est compensée par l’augmentation de tortuosité occasionnée par les granulats. La figure 3.42 illustre l’influence de la dimension maximale des grains. Dans le domaine des bétons, ce paramètre a peu d’influence.

110


3

De(10-12m2/s)

2,5

Mortiers E/C=0,32

Mortiers E/C=0,55

Bétons E/C=0,32

Bétons E/C=0,55

2 1,5 1 0,5 0 0

4

2

6

8

10

12

14

16

18

20

22

Taille maximale du granulat (mm)

Figure 3.42 : influence de la taille maximale des grains sur le coefficient de diffusion effectif, d’après [LOB 03].

4.3.3. Influence des additions minérales Certains ciments composés permettent de réduire le coefficient de diffusion des chlorures (figure 3.43). Comme dans le cas des pâtes de CEM I et de CEM V (figure 3.40), les bétons confectionnés avec des constituants réactifs (cendres volantes, laitiers ou fumée de silice) ont des coefficients de diffusion plus faibles que les bétons de CEM I de même porosité. 3,5 3

De(10-12m2/s)

2,5

CEM I

2 1,5 1

Bétons de ciments composés

0,5 0 10

11

12

13

14

15

16

17

Porosité à l'eau (%)

Figure 3.43 : variation du coefficient de diffusion effectif de bétons en fonction de leur porosité, d’après [CAR 05]. Les bétons de cette étude ont été confectionnés avec des ciments de type CEM I ou CEM II, III ou IV, contenant des cendres volantes, de la fumée de silice ou du laitier de haut-fourneau (rapport E/C variant entre 0,35 et 0,50). Les coefficients de diffusion effectifs ont été mesurés par un essai accéléré sous champ électrique à l’âge de 6 mois. Malgré des porosités à l’eau relativement plus élevées, les bétons à base de ciments composés ont des coefficients de diffusion plus faibles que les bétons à base de CEM I.

111


Les matériaux pouzzolaniques tels que les cendres volantes ou la fumée de silice peuvent aussi être utilisés comme addition minérale en substitution partielle au ciment et leur effet est aussi bénéfique que lorsqu’ils sont incorporés dans le ciment (figure 3.44). Il est intéressant de noter que l’utilisation conjointe de fumée de silice et de cendres volantes peut réduire très fortement le coefficient de diffusion des bétons.

30 20

10

CEM I FS CV CV + SF

De (10-12m2/s)

De (10-12m2/s)

40

10 0 0,25

0,35

0,45

0,55

0,65

0,75

E/C

0,85

8 6

CEM I FS CV CV + SF

4 2 0 0,25

0,3

0,35

0,4

0,45

E/L

Figure 3.44 : influence de l’addition de fumée de silice et de cendres volantes sur le coefficient de diffusion effectif des chlorures dans le béton [TAN 03]. Les diagrammes sont présentés soit en fonction du rapport E/C soit en fonction du rapport E/L. Les additions de cendres volantes et de fumée de silice entrainent une diminution du coefficient effectif des chlorures. On peut noter le très faible coefficient de diffusion obtenu grâce à l’addition d’un mélange de cendres volantes et de fumée de silice.

Au paragraphe 3.3.3, lorsque nous avons présenté l’influence des additions minérales sur la perméabilité des bétons, nous avons indiqué qu’il valait mieux comparer des bétons confectionnés à même résistance plutôt que de faire les comparaisons à même rapport eau/ciment ou eau/liant. Malheureusement, les données ne sont pas nombreuses dans le cas de la diffusion. Figure 3.43, la comparaison peut être faite pour une porosité donnée. Les améliorations obtenues avec les ciments composés s’expliquent par la segmentation du réseau poreux. Les résultats sont comparables à ceux obtenus sur pâtes (voir la figure 3.40). Quelques données permettent toutefois de conclure quant à l’effet bénéfique des cendres volantes. À titre d’exemple, il a ainsi été montré dans le projet national BHP 2000, que le coefficient de diffusion effectif d’un béton de résistance à A 28 jours de 58 MPa préparé avec un taux de cendres volantes -------------- = 0 ,3 est A+C deux fois plus petit que celui d’un BHP de 75 MPa confectionné avec du CEM I sans addition [BAR 05].

4.3.4. Diffusion dans les BHP Le coefficient de diffusion effectif des bétons diminue lorsque la résistance augmente comme l’illustre la figure 3.45.

112


Le coefficient de diffusion des BHP est inférieur à celui des bétons courants d’un facteur de 100 à 1000. L’autodessiccation des BHP et la microfissuration qui pourrait en résulter ne conduisent pas à une augmentation du coefficient de diffusion.

Notons qu’au laboratoire les échantillons sont saturés sous vide avant les essais alors qu’en service, du fait de leur autodessiccation, les BHP sont probablement moins saturés et les possibilités de diffusion sont plus faibles. Ce point est discuté au titre suivant. 100

De, cl-(10-12m2/s)

10

1 0,1

0,01

0,001 0

20

40

60

80

100

120

140

fc28j(MPa)

Figure 3.45 : variation du coefficient de diffusion effectif des bétons en fonction de leur résistance en compression à 28 jours, d’après [YSS 95]. Les bétons de cette étude sont réalisés avec du ciment CEM I ou du ciment CEM II et peuvent contenir de la fumée de silice. Après 24 heures de cure humide, ils sont conservés dans l’air à 20 °C et 50 %HR jusqu’à 1 an, âge de l’essai. Le coefficient de diffusion est mesuré au moyen d’un essai accéléré sous champ électrique sur des éprouvettes préalablement saturées sous vide. Comme pour la perméabilité au gaz, on peut noter que le coefficient de diffusion effectif ne diminue plus pour des résistances supérieures à 85 MPa. La figure 3.34 montre qu’une voie d’amélioration peut consister à combiner plusieurs additions minérales.

La structure poreuse des bétons fibrés ultraperformants (BFUP) Les BFUP sont des matériaux très différents de ceux que l’on rencontre habituellement dans le génie civil. Outre des résistances mécaniques largement supérieures à celles des bétons « classiques » (fc,28 de 200 à 800 MPa ; ft,28 de 20 à 150 MPa), ces matériaux présentent des caractéristiques remarquables en terme de durabilité comme le montrent les résultats expérimentaux dont on dispose à l’heure actuelle. Comment obtient-on de telles propriétés ? Les BFUP sont des matériaux très homogènes obtenus en supprimant les gros granulats : le diamètre maximal utilisé est de l’ordre de quelques centaines de µm à quelques mm. De plus, la compacité est améliorée, grâce à des rapports E/C inférieurs à 0,25 et grâce à l’utilisation de fumée de silice ou de silice de synthèse ultra-fine. Dans

113


certains cas, le matériau est comprimé après coulage. La ductilité est assurée grâce à l’introduction de fibres métalliques très fines. Avantage principal : la durabilité La structure poreuse de ces matériaux se caractérise par une absence de porosité capillaire et une porosité à très petite échelle non interconnectée : ceci se traduit par des propriétés de transfert très améliorées par rapport aux bétons courants comme le montrent les résultats du tableau suivant. En outre, l’existence de clinker résiduel en grande quantité peut permettre la « cicatrisation » du matériau. Comparaison des principaux indicateurs de durabilité pour les différentes familles de bétons Béton d’usage courant (BC) ; béton à hautes performances (BHP) ; béton à très hautes performances (BTHP) ; béton fibré ultraperformant (BFUP) : Indicateur de durabilité

Méthode utilisée

BC

BHP

BTHP

BFUP

Porosité à l’eau (%)

AFREM-AFGC

14-20

10-13

6-9

1,5-5

AFREM-AFGC

10– 16

10– 17

10– 18

< 10– 19

2 . 10– 11

2 . 10– 12

2 . 10– 13

2 . 10– 14

Perméabilité à l’oxygène (m2)

Coefficient de diffusion Régime permanent – Diffusion libre du tritium (m2/s)

Référence : AFGC, Bétons fibrés à ultra hautes performances (BFUP) Recommandations provisoires, janvier 2002. Encadré rédigé par Myriam Carcassès.

4.4. Influence des conditions de service et de l’âge des ouvrages sur la diffusion Les coefficients de diffusion effectifs sont habituellement mesurés au laboratoire à 20 °C, à l’état saturé et à l’âge de 28 jours. Ces valeurs sont ensuite utilisées dans des modèles dont l’objectif est de prévoir la pénétration d’une espèce agressive, notamment des chlorures. Ces ouvrages sont parfois exposés à des conditions climatiques très différentes de celles du laboratoire, et nous nous proposons d’apporter dans ce qui suit des données expérimentales permettant de prendre en compte les conditions de service.

4.4.1. Influence de l’état de saturation sur la diffusion Dans le cas des chlorures la diffusion a lieu en phase liquide. L’état de saturation des bétons a donc une influence sur les transferts ioniques. Les mesures directes de l’influence de l’état de saturation ne sont pas aisées mais on dispose d’une information indirecte à travers des mesures de conductivité électrique. Au paragraphe 4.1.1 la définition suivante du facteur de formation a été donnée : σ D F = ------ = ------ . Les grandeurs D et σ étant des caractéristiques de la solution inσe De

114


terstitielle, la mesure de la conductivité du béton dans un certain état de saturation permet d’évaluer son coefficient de diffusion effectif dans le même état de saturation. La figure 3.46 représente la variation de la conductivité en fonction du degré de saturation [FRA 01]. Un seuil de percolation apparaît clairement: en deçà de 60 % de saturation, la phase liquide n’est pas continue au sein du matériau et la diffusion est impossible. De(S) De(S = 1) 1

0,75

0,5

0,25

S

0 0

0,25

0,5

0,75

1

Figure 3.46 : influence de l’état de saturation sur le coefficient de diffusion effectif des ions, d’après [FRA 01]. Les données expérimentales ont été obtenues en mesurant la conductivité électrique de matériaux à l’équilibre avec différentes humidités relatives. Les degrés de saturation ont été déduits des isothermes de sorption. Ces résultats mettent en évidence l’existence d’un seuil en deçà duquel la phase liquide n’est plus continue dans le matériau ce qui empêche la pénétration des agents agressifs par diffusion. Lorsque le béton n’est pas saturé les transferts ioniques peuvent se produire par absorption capillaire.

Les transferts gazeux sont aussi influencés par l’état de saturation du matériau. Le coefficient de diffusion des gaz dans l’air étant environ 10 000 fois plus élevé que dans l’eau, si le séchage du béton permet l’existence d’un chemin continu empli d’air au travers des pores, le coefficient de diffusion des gaz augmente fortement. C’est ce que montre la figure 3.47.

115


Coefficient de diffusion (m²/s)

10 –5

10 –7

10 –9

CEM I - E/C 0,35 CEM I - E/C 0,45

10 –11

10 –13 0

20

40

60

80

100


Figure 3.47 : influence de l’état de saturation sur le coefficient de diffusion effectif de l’hydrogène, d’après [SER 06]. En dessous de 60 % d’humidité relative, il existe un réseau interconnecté de pores emplis d’air dans les pâtes de ciment testées et la diffusion gazeuse à travers ce réseau est importante. Entre 60 % et 80 % d’humidité relative le coefficient de diffusion gazeux diminue d’un facteur 100.

4.4.2. Influence de la température sur la diffusion En introduction, nous avons indiqué que la diffusion résultait de l’agitation moléculaire qui dépend de la température. La diffusion est thermoactivée et la variation du coefficient de diffusion avec la température est donnée par la loi d’Arrhénius : E 1 1⎞ -----a ⎛ ---- – --R ⎝ T 0 T⎠

D = D0 e où D est le coefficient de diffusion à la température T, D0 le coefficient de diffusion à la température T0 de référence, R la constante des gaz parfaits, T la température et Ea, l’énergie apparente d’activation. Cette relation peut être étendue à la variation du coefficient de diffusion effectif dans les matériaux cimentaires. Des valeurs sont fournies au tableau 3.5. Les valeurs trouvées sont différentes de celles des mêmes espèces en solution diluée (par exemple 18 kJ/mole pour Cl–) [CHE 75]. Cette différence suggère qu’il y a fortes interactions entre les ions et la surface des hydrates [GOT 81] et montre qu’il convient de déterminer l’énergie d’activation pour chaque formule de béton pour connaître l’influence de la température sur la diffusion. L’énergie d’activation dépend aussi du ciment. Par exemple, Nguyen trouve 35,7 kJ/mole pour un mortier de CEM I et 32,3 kJ/mole avec un CEM V [NGU 06].

116


Tableau 3.5 : énergie d’activation utilisable pour calculer la variation du coefficient de diffusion effectif avec la température. Matériau

Espèce diffusante

Energie d’activation (kJ/mole)

référence

Pâte de ciment E/C = 0,4

Cl–

40,2

[GOT 81]


Cl–

32,0 ± 2,4

[PAG 81]


Cl–

44,6 ± 4,3

[PAG 81]


Cl–

41,8 ± 4,0

[PAG 81]

Béton

Cl–

35

Life 365 Model

À titre d’exemple, en retenant la valeur de l’énergie d’activation donnée par le modèle Life 365 donnée au tableau 3.5, le coefficient de diffusion effectif des chlorures dans le béton est multiplié par 5 entre 5 °C et 40 °C. La diffusion est fortement accélérée par la température.

4.4.3. Influence de l’âge et des conditions d’hydratation sur la diffusion des chlorures Les essais accélérés permettent d’évaluer l’effet du vieillissement des bétons sur le coefficient de diffusion effectif. Aux jeunes âges, les variations sont rapides (figure 3.48).

Coefficient de diffusion effectif (10–12 m2/s)

0,55 0,55 PM

4

7

11

14

Âge (jours)

Figure 3.48 : influence de l’âge d’un béton sur le coefficient de diffusion effectif des chlorures [TRU 00]. Le béton de l’étude est un béton de CEM I ou de CEM I PM (E/C = 0,55). Le coefficient de diffusion, mesuré au moyen d’une méthode accélérée sous champ électrique, diminue rapidement dans les premiers jours.

117


Les données montrent l’importance de la durée de la cure. La figure 3.39 donne des informations sur l’évolution du coefficient de diffusion à plus long terme et montre que plus le rapport E/C est élevé, plus le coefficient de diffusion effectif peut diminuer en augmentant la durée de conservation dans l’eau. De ce point de vue, les conditions sont favorables dans les ouvrages immergés. Si le vieillissement s’effectue dans l’air, la diminution du coefficient de diffusion est beaucoup plus faible, notamment pour les bétons de faible résistance (figure 3.49). 80

80

180 jours Coefficient de diffusion (. 10–13 m2/s)

Coefficient de diffusion (. 10–13 m2/s)

28 jours

60

Eau à 23 °C

40

Air à 23 °C, 55 % HR

20

60

Eau à 23 °C

40

Air à 23 °C, 55 % HR

20 2

2

1

1

0

20

30

40

50

60

70

Résistance à la compression à 28 jours (MPa)

0

20

30

40

50

60

70

Résistance à la compression à 28 jours (MPa)

(a)

(b)

Figure 3.49 : influence de la cure sur le coefficient de diffusion effectif des chlorures dans le béton, d’après [DHI 93]. Les coefficients de diffusion sont mesurés au moyen d’une méthode accélérée sous champ électrique. Ils sont portés sur l’axe des ordonnées en fonction de la résistance à la compression de bétons de ciment Portland mesurées à l’âge de 28 jours après conservation dans l’eau à 23 °C. Deux modes de cure ont été retenus : – dans l’eau à 23 °C jusqu’au moment de l’essai (courbes 1) ; – dans l’air à 23 °C et 55 % HR après démoulage à 1 jour (courbes 2). Les résultats à 28 jours (a) montrent que la cure dans l’eau réduit le coefficient de diffusion et ceci d’autant plus que la résistance mécanique du béton est faible. Après 6 mois (b), la valeur du coefficient de diffusion est devenue beaucoup plus petite pour les bétons conservés sous eau, alors que, pour les bétons conservés à l’air sec, elle n’a pas évolué, conservant la valeur qu’elle avait à 28 jours.

118


5. LE SÉCHAGE NATUREL 5.1. Les processus physiques et leur modélisation Lorsque l’on fabrique un béton ordinaire, la quantité d’eau utilisée est supérieure à celle nécessaire à l’hydratation. Le béton contient donc dans sa porosité de l’eau liquide et a une humidité interne très élevée. Lorsque l’humidité externe est plus faible que celle du béton, le processus de séchage naturel a lieu. Le séchage naturel du béton est un phénomène lent (une éprouvette de diamètre 16 cm mettra environ 10 ans pour être en équilibre avec l’atmosphère extérieure) et qui joue un rôle important dans un grand nombre d’autres phénomènes (carbonatation, retraits, fluage, alcali-réaction…).

Sa compréhension et sa modélisation revêtent donc une grande importance pour les structures en béton. Mais c’est un phénomène complexe qui fait intervenir beaucoup de mécanismes : diffusion, perméation, sorption et des couplages avec d’autres phénomènes : hydratation, comportement mécanique… Si nous considérons les trois phases présentes dans la porosité du béton, l’eau liquide, la vapeur d’eau et l’air sec, nous pouvons écrire [MAI 2001] : – la conservation de la masse de chacun des constituants ; – la loi de Darcy appliquée au transport de l’air humide et de l’eau liquide ; – les équations d’état (l’air sec et la vapeur d’eau sont des gaz parfaits, l’eau liquide est incompressible) ; – la succion capillaire pc, différence entre la pression de gaz et celle du liquide, en fonction de la saturation ; – la loi de Clapeyron en condition isotherme qui donne une relation entre la pression de liquide et la pression de vapeur. Si la pression totale de gaz est égale à la pression atmosphérique, la dernière relation est alors la loi de Kelvin, qui permet de relier la succion capillaire à l’humidité relative. Dans ce cas, on peut montrer que le séchage se réduit à (cf. [BAZ 72, MEN 88, XI 94, DAI 88] par exemple) : ∂w ------- = div ( D ( w )gradw ) ∂t où w est la teneur en eau du béton. Chez certains auteurs cette relation est exprimée en fonction de l’humidité relative interne h du béton. Mais comme h et w peuvent être reliés par une relation de sorption (cf. § 2.1.3) les deux écritures sont équivalentes. La diffusivité D (w) est une diffusivité apparente qui varie de manière très non linéaire avec la teneur en eau, devenant très faible lorsque w diminue (le séchage devient de plus en plus lent au cours du temps).

119


Toutefois, Mainguy a montré que l’hypothèse selon laquelle la pression de gaz est égale à la pression atmosphérique n’était pas la plus probable : compte tenu de la faible perméabilité du béton, il semble que la pression totale de gaz devienne plus forte que la pression atmosphérique [MAI 2001]. Dans ce cas, il a montré également que l’essentiel du transport se faisait par l’eau liquide et dépendait donc, de par la loi de Darcy, de la perméabilité (ce qui fait que le séchage peut être une méthode inverse permettant d’estimer la perméabilité, cf. [BAR 99]). On a donc évaporation de l’eau liquide en zone superficielle du béton, ce qui entraîne un gradient d’eau liquide entre la surface et le cœur ainsi qu’un flux d’eau vers l’extérieur jusqu’à l’équilibre entre les états hydriques externe et interne. Si l’on ne considère que le transport de l’eau liquide, on retrouve une équation du type de celle présentée plus haut. La non-linéarité de la diffusivité apparente provient dans ce cas des relations saturation/pression capillaire, d’une part, et de la relation saturation-perméabilité relative à l’eau, d’autre part. Ceci explique pourquoi la plupart des modèles, bien que reposant sur des hypothèses physiques assez différentes, permettent néanmoins de retrouver, dans la plupart des cas par une approche phénoménologique de l’expression D (w), les courbes de perte en masse et les profils de teneur en eau. On notera enfin que cette équation implique un effet d’échelle dans le phénomène de séchage : si on double l’épaisseur d’une structure, elle mettra quatre fois plus de temps à sécher. Ceci signifie aussi que, pour des structures très massives, l’état d’équilibre hydrique ne sera jamais atteint pendant la durée de service de l’ouvrage considéré et que, seule la peau du béton, aura séché.

5.2. La mesure de suivi du séchage Le calage de la relation D (w) nécessite au moins la mesure d’une courbe de perte de masse. Ceci ne présente pas de difficultés tant qu’il s’agit d’une éprouvette si ce n’est la maîtrise des conditions aux limites. Pour une structure réalisée en laboratoire cela reste encore possible (voir par exemple [MUL 04]). Évidemment, pour une structure réelle, cela devient irréalisable. De plus, cette mesure est globale et ne donne pas d’information sur l’allure des gradients de teneur en eau qui se développent au cours du séchage. Pour cela, on a besoin de mesures locales. On peut, bien sûr, implanter dans la structure des sondes d’humidité relative ou des sondes capacitives. Les sondes d’humidité relative sont des sondes placées dans des cavités à l’intérieur du béton et qui mesurent donc l’humidité relative de l’air contenu dans la cavité [PAR 88, AND 99, MUL 04]. Les sondes capacitives sont constituées de deux électrodes cylindriques en acier inoxydable disposées avec un écartement donné (20 mm par exemple, cf. [GOD 00]). La mesure de la permittivité électrique entre ces deux

120


électrodes permet, par un étalonnage préalable, d’en déduire la teneur en eau du béton entre les électrodes, la permittivité relative de l’eau étant nettement plus élevée que celle du béton ou de l’air. Ces deux techniques nécessitent la mise en place de réservations (dans le cas des sondes capacitives on peut également forer le béton pour les mettre en place). Ces sondes peuvent bien sûr perturber le phénomène mesuré. En laboratoire, il existe une autre technique, non intrusive : la gammadensimétrie [ACK 88]. Cette technique consiste à faire traverser le béton par un rayonnement γ dont on mesure le taux d’absorption. Le taux de photons traversant est donné par la loi de Lambert : C = C 0 exp ( – kμ'γx ) où C est le taux de photons transmis par le béton, C0 est le taux émis par la source de rayonnement, k est un coefficient correcteur lié à la géométrie de l’appareil, µ’ est le coefficient d’absorption massique du béton, γ est la masse volumique et x l’épaisseur de béton traversé. La mesure de C permet donc de connaître la masse volumique du béton, qui dépend de sa teneur en eau. La figure 3.50 donne un exemple de résultats obtenus pour un béton ordinaire et un béton hautes performances [BAR 99]. On peut y constater qu’un an après le début du séchage, il existe encore de forts gradients de teneur en eau, particulièrement pour le BHP. BHP

Béton courant 0,5

0,0 – 0,5 – 1,0 – 1,5

t=0 t = 7 jours t = 63 jours t = 128 jours t = 356 jours

– 2,0 – 2,5

Variation de densité relative (%)

Variation de densité relative (%)

0,5

0,0 – 0,5 – 1,0 – 1,5

t=0 t = 7 jours t = 62 jours t = 127 jours t = 359 jours

– 2,0 – 2,5 – 3,0

– 3,0 0

10

20

30 40

50

60

Hauteur (mm)

70

80 90 100

0

10

20

30 40 50

60

70

80 90 100

Hauteur (mm)

Figure 3.50 : évolution de la teneur en eau, mesurée par gammadensimétrie. Éprouvette de hauteur 10 cm, séchage radial à HR = 50 % et T = 20 °C [BAR 99]. La variation de masse volumique dans l’épaisseur des éprouvettes est suivie par gammadensimétrie. Elle reflète le gradient d’humidité qui existe dans l’épaisseur à un instant donné. Après un an de séchage à 50 % HR, le séchage est beaucoup plus important dans les éprouvettes de béton courant (figure de gauche) que dans les BHP (figure de droite).

Notons enfin que la comparaison de l’intégration des mesures locales (sondes capacitives ou gammadensimétrie) et des pesées montre un bon accord [BAR 94, GOD 00].

121


5.3. Couplage séchage/comportement mécanique Nous ne traitons ici que de certains effets du séchage sur le comportement mécanique et son symétrique. Les effets majeurs comme la fissuration de peau, les retrait et fluage de dessiccation seront décrits au chapitre 5 et au chapitre 6.

5.3.1. Influence du comportement mécanique sur le séchage L’application d’une contrainte de compression modérée n’affecte pas la cinétique de séchage du béton. Maney a montré, en comparant les pertes de poids de cylindres chargés à 1000 psi (soit 7 MPa environ) et non chargés, qu’il n’y avait aucune différence significative [MAN 41]. Hansen [HAN 60] a obtenu des résultats similaires. Plus récemment, Lassabatère et al. ont comparé la perte en poids d’éprouvettes de mortier soumises à une charge maintenue égale à 30 % de la résistance avec celle d’éprouvettes non chargées et ont montré qu’il n’y avait pas de différence significative [LAS 97]. Il faut dire que la variation de porosité liée à l’application d’une charge limitée à 30 % de la résistance reste très faible (de l’ordre de 0,3 %) et ne peut donc influer sur le séchage de manière significative [LAS 97]. Évidemment, si la contrainte est telle qu’une fissuration importante peut se manifester cela peut affecter le séchage. Ainsi, Bazant et al. [BAZ 87] ont montré que, sur des pièces fléchies, dès lors que les fissures dépassaient 100 µm d’ouverture le séchage était plus rapide.

5.3.2. Influence du séchage sur le comportement mécanique Bien sûr l’influence la plus notable du séchage sur le comportement mécanique des bétons est l’effet sur les déformations différées (retrait et fluage de dessiccation). Ceci sera développé au chapitre 5. Mais le séchage a également des effets sur les caractéristiques élastiques et sur la résistance des bétons : – le module d’Young du béton diminue lors du séchage à cause de la microfissuration induite par celui-ci (figure 3.51) [BUR 05]. Cette microfissuration est due au gradient de teneur en eau (cf. chapitre 5) et à l’incompatibilité des déformations entre les granulats et la pâte de ciment [BIS 01] ; – la résistance en compression du béton a tendance à augmenter avec le séchage (figure 3.52 [BUR 05]). En effet, l’endommagement évoqué ci-dessus et qui affecte le module d’élasticité n’affecte pas ou peu la résistance (sauf conditions expérimentales particulières : séchage très rapide à 100 °C par exemple). Par contre, la diminution de la teneur en eau entraîne l’existence d’une pression capillaire (cf. chapitre 5) qui précontraint le matériau et d’un champ de contrainte multiaxial qui « frette » le béton [ACK 88, BAR 93].

122


1

Module d'élasticité normalisé

0,95

0,9

0,85

0,8

0,75

0,7 0

1

2

4

3

Perte en masse (%)

Figure 3.51 : effet du séchage sur le module d’élasticité [BUR 05].

Résistance en compression (MPa)

40

35

30

25

20

15 0

1

2

3

4

Perte en masse (%)

Figure 3.52 : effet du séchage sur la résistance en compression [BUR 05].

Pour être complet et permettre une interprétation correcte de mesure de flèche d’ouvrage en service, il convient de signaler que le coefficient de dilatation thermique α dépend également fortement de la teneur en eau [DIR 93]. La variation de α en fonction de l’humidité relative (figure 3.53) est une courbe en cloche. Cet-

123


Coefficient de diffusion thermique - 10–6/°C

te variation est due à une variation de la pression capillaire avec la température. Lorsque le béton est sec ou saturé cet effet est minimal [NEV 00]. 20 18 16 14 12 10 8

0

20

40

60

80

100


Figure 3.53 : relation entre le coefficient de dilatation thermique et l’humidité relative d’une pâte de ciment [NEV 00].

5.4. Couplage séchage/propriétés de transferts 5.4.1. Influence sur la perméabilité Comme cela a déjà été indiqué au paragraphe 3.1, la perméabilité aux gaz d’un béton dépend fortement de son état de saturation. Ceci est dû au fait que les gaz ne peuvent passer pratiquement que par les pores qui ne sont pas saturés. Les figures 3.54 et 3.55 montrent les fortes évolutions de la perméabilité intrinsèque en fonction du taux de saturation, que ce soit pour un béton ordinaire ou hautes performances [VIL 01]. Des résultats comparables ont été obtenus par Abbas [ABB 99]. Ils expliquent pourquoi il est nécessaire de connaître expérimentalement la teneur en eau du béton lorsque l’on mesure sa perméabilité, et, du point de vue de la modélisation, pourquoi il faut faire varier la perméabilité avec la teneur en eau (par exemple avec une relation du type de celle proposée par Van Genuchten pour les sols non saturés [GEN 80]).

124


1,E-16

Perméabilité intrinsèque (m²)

Béton courant palier de HR

8,E-17

AFPC-AFREM régression logarithmique

6,E-17 4,E-17 2,E-17 0,E+00 0

20

40

60

80

100

Taux de saturation moyen (%)

Figure 3.54 : perméabilité intrinsèque en fonction du taux de saturation moyen pour un béton courant [VIL 01].

Perméabilité intrinsèque (m²)

3,E-17 BHP palier de HR AFPC-AFREM régression logarithmique

2,E-17

1,E-17

0,E+00 0

20

40

60

80

100

Taux de saturation moyen (%)

Figure 3.55 : perméabilité intrinsèque en fonction du taux de saturation moyen pour un béton hautes performances [VIL 01].

5.4.2. Influence sur la carbonatation La teneur en eau du béton influence énormément la carbonatation. En effet, le phénomène de carbonatation nécessite que le CO2 se dissolve dans l’eau pour réagir avec la pâte de ciment durcie mais le transport de ce gaz à travers la porosité du béton est plus facile lorsque le béton est sec (cf. chapitre 9). Il n’est donc pas étonnant que la vitesse de carbonatation soit la plus rapide pour une humidité relative interne du béton voisine de 60 % à 70 % (figure 3.56).

125


1,2 1

f (HR)

0,8 0,6 0,4 0,2 0 0

0,2

0,4

0,6

0,8

1

1,2

HR

Figure 3.56 : influence de l’humidité relative interne sur la cinétique de carbonatation. Exemple de fonction proposée par Petre-Lazar [PET 00].

5.4.3. Influence sur la pénétration des ions chlorure La pénétration des ions chlorure dans le béton est fortement couplée aux mécanismes de transport de l’eau dans le béton et à sa teneur en eau. Le séchage du béton va ralentir la diffusion des chlorures, puisque celle-ci se fait en solution [CLI 02]. Cela se traduit dans les modèles utilisant directement la loi de Fick (cf. § 4.1) par un facteur multiplicatif du coefficient de diffusion des chlorures (voir [MAR 01] par exemple). Au contraire, par exemple dans le cas d’une structure en béton dont une face est au contact de l’eau et l’autre de l’air, les effets de succion capillaire vont créer des mouvements d’eau et favoriser la pénétration des chlorures [VOL 97]. La prédiction du phénomène implique donc de modéliser les mouvements d’eau et, à l’intérieur de la phase liquide, les mouvements des ions (voir un exemple dans [SAM 05]).

5.4.4. Influence sur la cinétique de corrosion La vitesse de corrosion des armatures (cf. chapitre 9) est également affectée par la teneur en eau du béton (Tuutti cité par [PET 00]). Lorsque l’humidité interne du béton baisse la réaction de corrosion est fortement ralentie. De même, si le béton est saturé, l’oxygène a du mal à diffuser jusqu’aux armatures et la réaction est, là encore, ralentie. La figure 3.57 présente le facteur multiplicatif de la cinétique de corrosion, proposé par Petre-Lazar [PET 00].

126


1,2 1

f (HR)

0,8 0,6 0,4 0,2 0

0

0,2

0,4

0,6

0,8

1

1,2

HR

Figure 3.57 : influence de l’humidité relative sur la cinétique de corrosion [PET 00].

6. CONCLUSION Dans ce chapitre nous avons montré que la perméabilité et la diffusion dépendent de l’interconnexion des pores capillaires. La porosité capillaire est principalement liée au rapport E/C et à l’hydratation du ciment. Les effets de la cure sur la durabilité des bétons sont très importants. À titre d’exemple, dans les bétons de CEM I, la perméabilité à 28 jours peut ainsi être réduite d’un facteur 3 par l’allongement de la durée de cure de 12 à 72 heures. La cure affecte principalement la peau du béton. Cette partie extérieure est enrichie en ciment et du soin apporté à ses conditions d’hydratation dépend la qualité du béton, en l’occurrence son aptitude à s’opposer à la pénétration des agents agressifs et à retarder la corrosion des armatures. La qualité du béton dépend aussi du granulat, et il convient en particulier de soigner la courbe granulaire afin d’optimiser le squelette granulaire. Le rapport E/C est le facteur principal de la durabilité mais en utilisant des ciments de type CEM II, III, IV ou IV ou des additions minérales, il est possible d’améliorer encore la structure poreuse en réduisant la dimension des plus gros pores. Compte tenu de la faible réactivité des cendres volantes ou des laitiers de haut-fourneau par comparaison à celle du clinker, les bétons préparés avec ces produits sont encore plus sensibles aux conditions de cure que ceux préparés avec du ciment de type CEM I : l’allongement de la durée de cure de 12 à 72 heures réduit la perméabilité d’un facteur 7. Dans ce chapitre nous avons défini la perméabilité et le coefficient de diffusion effectif pour rendre compte des transferts. Les lois qui les définissent, loi de Darcy et loi de Fick, ont un champ d’application limité. En pratique, cela complique la mesure de ces grandeurs et l’élaboration de modèles prédictifs des transferts.

127


Des méthodes de mesure ont été mises au point en France et il convient de s’y référer. Réduire l’interconnexion des pores capillaires peut ne pas toujours réduire la perméabilité ou la diffusion autant qu’on l’attendrait : des microfissures apparaissent qui peuvent court-circuiter le réseau capillaire. Cet effet n’est pas préjudiciable aux transferts dans les BHP. En service, le séchage du béton modifie les possibilités de transfert. La diffusion ionique est ralentie alors que la diffusion gazeuse et la perméabilité au gaz sont augmentées. Le séchage peut aussi être source de fissuration (voir chapitres 5 et 6) et faciliter la pénétration d’espèces agressives extérieures. Porosité, perméabilité, coefficient de diffusion sont des critères physiques de durabilité des bétons. Ils pourront être choisis dans une approche performantielle de la durabilité (chapitre 8). La résistance au gel, comme on le verra au chapitre 10, appelle un autre critère. Ces critères doivent être complétés en présence des réactions chimiques (chapitres 4, 9, 11 et 12). Bibliographie [ABB 99] ABBAS A., CARCASSES M., OLLIVIER J.-P. – “Gas permeability of concrete in relation to its degree of saturation”. Materials and Structures, vol. 32, January-February 1999, p.3-8. [ACK 88] ACKER P. – Comportement mécanique du béton : apports de l’approche physico-chimique. Thèse de l’École nationale des ponts et chaussées, Rapport de Recherche LPC 152, 1988. [AFG 07] AFGC-RGCU – « Modes opératoires recommandés par GranDuBé ». GranDuBé, Grandeurs associées à la durabilité des bétons, ss la dir. de G. Arliguie et H. Hornain, Presses des Ponts et Chaussées, 2007. [AFR 97] Méthodes recommandées pour la mesure des grandeurs associées à la durabilité. Compte-rendu des journées techniques AFPC-AFREM Durabilité des bétons, Toulouse, 11-12 décembre 1997. [AÏT 01] AÏTCIN P.C. – « Le contrôle du retrait endogène ». Réunion annuelle du RF2B, Québec, 30 et 31 août 2001. [AND 99] ANDRADE C., SARRIA J., ALONSO C. – “Relative humidity in the interior of concrete exposed to natural and artificial weathering”. Cement and Concrete Research, vol. 29, n° 8, 1999. [BAR 93] BARTLETT F.M., MacGREGOR J.G. – “Effect of moisture condition on concrete core strengths”. ACI Mater J, 91(3), 1993, p. 227-236. [BAR 94] BAROGHEL-BOUNY V. – Caractérisation microstructurale et hydrique des pâtes de ciment et des bétons ordinaires et à très hautes performances. Thèse de l’École nationale des ponts et chaussées, 1994.

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133

CHAPITRE 4

La stabilité chimique des hydrates et le transport réactif dans les bétons D. DAMIDOT, P. LE BESCOP

Résumé La stabilité chimique des hydrates est fonction des conditions dans lesquels ils se trouvent. Elle peut être évaluée à partir d’une approche thermodynamique qui permet de connaître les états d’équilibre à partir de l’analyse de la solubilité des phases solides dans l’environnement considéré. L’aspect cinétique de la stabilité ou de la transformation des hydrates dans le béton est principalement estimé à travers une approche de transport réactif qui met en jeu les lois classiques de transport de masse. Généralement, seul un gradient de concentration est présent, et donc les lois de Fick gouvernent la cinétique de la dégradation, et l’épaisseur de béton dégradée évolue en fonction de la racine du temps. Les approches thermodynamiques et les aspects cinétiques sont présentés dans deux cas : l’attaque par l’eau pure et l’attaque sulfatique externe. Ces exemples illustrent les possibilités offertes par la modélisation pour décrire les dégradations du béton par des attaques chimiques.

Mots-clés STABILITÉ CHIMIQUE, SOLUBILITÉ, ÉQUILIBRE, DIFFUSION, LIXIVIATION, DIAGRAMMES DE PHASES, TRANSPORT DE MASSE, LOIS DE

FICK, CARBONATATION, EAU DE MER, ATTA-

QUE SULFATIQUE

135


1. INTRODUCTION Les lois qui gouvernent l’hydratation du ciment, c’est-à-dire l’évolution des phases anhydres au contact de l’eau en phases hydratées, gouvernent de la même manière l’évolution des phases hydratées si elles sont mises en contact avec un milieu dans lequel des phases moins solubles sont susceptibles d’exister. Dans le premier cas, les réactions entre des grains en suspension dans une phase aqueuse conduisent rapidement à la transformation partielle du produit de départ en phases hydratées et à la formation d’un solide de microstructure complexe. Ces réactions sont alors cinétiquement limitées par des phénomènes de diffusion. Dans le second cas, c’est-à-dire l’évolution d’une pâte de ciment durcie soumise à un environnement extérieur, c’est à travers la surface externe, la surface développée par les pores capillaires et les nanopores, que les différentes phases hydratées qui constituent le solide massif vont être en interaction avec le milieu extérieur ; cette interaction sera donc d’autant plus limitée que la porosité capillaire sera fermée. Il convient en effet de rappeler qu’un matériau cimentaire a un pH très basique et donc bien différent de son environnement qui sera le plus souvent de pH neutre ou acide. L’exemple le plus simple concerne la carbonatation : le gaz carbonique se dissout dans la solution interstitielle basique contenue dans les pores au contact de l’atmosphère en donnant des ions carbonate. Ceux-ci précipitent avec les ions calcium sous forme de calcite moins soluble que la portlandite qui se dissout tant que le CO2 peut pénétrer dans les pores. Si la porosité de la pâte de ciment est suffisamment faible, la précipitation de calcite tend alors à fermer celle-ci et empêche le CO2 de pénétrer la structure : c’est l’effet de peau bien connu. On met ainsi en évidence les deux facteurs déterminant l’évolution de la pâte de ciment durcie dans un environnement donné : le facteur thermodynamique qui contrôle la stabilité des hydrates en fonction des conditions extérieures, et le facteur microstructural, en particulier la structure poreuse, qui contrôle l’accessibilité des agents extérieurs aux phases hydratées à travers la solution interstitielle. Ces deux aspects sont successivement repris dans les deux parties de ce chapitre.

2. APPROCHE THERMODYNAMIQUE DE LA STABILITÉ DES HYDRATES EN FONCTION DES CONDITIONS EXTÉRIEURES Comme il a été décrit dans le chapitre 2, pour qu’une réaction soit possible, la condition thermodynamique indispensable est que la variation d’enthalpie libre associée soit négative ΔG < 0. La pâte de ciment durcie qui est la matrice cohésive du béton est un milieu poreux dont les pores peuvent être, suivant leur taille et les conditions hydriques, plus ou moins saturés de solution. Ce qui est vrai pour l’hydratation, c’est-à-dire l’évolution vers les phases hydratées des phases anhydres en contact avec l’eau, l’est bien sûr pour les phases hydratées.

136

La stabilité chimique des hydrates et le transport réactif dans les bétons

Si les hydrates sont en interaction avec une solution dans laquelle ils ne sont pas en équilibre, cela conduit à leur dissolution et à la précipitation possible d’autres phases moins solubles.

Une approche purement basée sur la thermodynamique, qui ne s’intéresse qu’à l’état initial et à l’état final sans considération cinétique, peut déjà donner des informations très utiles sur le devenir d’une matrice cimentaire exposée à un environnement donné, puisqu’il est possible de savoir si les phases de la matrice initiale sont stables dans le milieu considéré. Dans le cas contraire, il est aussi possible de déterminer les phases qui remplaceront les phases initiales. Ainsi, il devient envisageable, par cette première approche, de tester différentes hypothèses d’une formulation devant résister de façon optimale à un environnement donné. Par ailleurs, la connaissance des diagrammes de phases qui découlent de l’approche thermodynamique, permet bien souvent d’interpréter de nombreuses expériences de durabilité rapportées dans la littérature qui semblent, a priori, contradictoires car non réalisées dans les mêmes conditions ou pour les mêmes compositions. Généralement, la composition de la phase aqueuse représentative du milieu extérieur et la température seront les deux paramètres majeurs pour faire évoluer les hydrates. Afin d’apporter quelques éléments de réflexion pour les chapitres suivants, nous allons considérer, à titre d’exemple, ce que prévoit la thermodynamique quant à l’évolution des phases hydratées de la pâte de ciment en présence d’eau pure (cas de la lixiviation), d’eau contenant des carbonates (cas de la carbonatation), puis d’eau contenant des sulfates (cas de l’attaque sulfatique). L’effet de la température sera illustré dans ce dernier cas. Dans cette approche, les seules données à connaître sont les constantes d’équilibre thermodynamiques à prendre en compte c’est-à-dire les produits de solubilité des hydrates qui se dissolvent mais aussi des hydrates ou solides qui peuvent précipiter à partir de la solution. Nous admettrons ici que la précipitation d’un solide débute dès que la solution devient sursaturée vis-à-vis de ce solide.

2.1. Simulation thermodynamique de la lixiviation par l’eau pure Pour illustrer cette approche, nous allons considérer le devenir de C-S-H1 et CH issus de l’hydratation complète de 10 g de C3S, soient 74,5 mmol de C-S-H (de rapport C/S de 1,7 noté C-S-H(SII)) et 57 mmol de CH. Le calcul revient à faire l’expérience suivante : les hydrates finement broyés et initialement placés dans un litre d’eau pure sous agitation vont se dissoudre pour atteindre leur équilibre de solubilité. Une fois cet équilibre atteint, la solution est renouvelée, et un nouvel état d’équilibre est atteint, et ainsi de suite jusqu’à ce que l’ensemble des phases 1. La notation cimentière est rappelée au paragraphe 2 du chapitre 2.

137


soient dissoutes. À chaque étape, à partir de la composition de la solution, on calcule l’indice de saturation β (voir encadré ci-après) par rapport aux différents solides afin de définir les solides qui se dissolvent et ceux qui précipitent, puis la quantité qui doit se dissoudre ou précipiter pour revenir à l’équilibre. Indice de saturation et produit de solubilité Considérons la dissolution d’un solide As avec l’équation suivante : A s ⇔ mM + nN + … La variation d’enthalpie libre s’écrit : ⎛ a m a n …⎞ 0 M N ΔG r = ΔG r + RT ln ⎜ ---------------------⎟ or asolide = 1 ⎜ a ⎟ As ⎠ ⎝ 0

m n

0

d’où : ΔG r = ΔG r + RT ln ( a M a N … ) = ΔG r + RT ( IAP ) tel que IAP = produit des activités des ions. 0

À l’équilibre on a ΔG r = – RT ln K avec K la constante de solubilité,

IAP

donc ΔG r = RT ln ⎛ ----------⎞ = RT ln β , tel que β est l’indice de saturation encore ⎝ K ⎠ noté SI. La valeur de l’indice de saturation des solides permet de savoir si : – la solution est sous-saturée par rapport au solide (SI < 0) ; – la solution est en équilibre avec le solide (SI = 0) ; – la solution est sursaturée par rapport au solide (SI > 0).

La figure 4.1a représente l’évolution des concentrations en calcium et silicate de la solution en fonction du nombre de fois que la solution est renouvelée puis équilibrée avec les solides restants. On constate que l’évolution de la concentration en calcium n’est pas monotone, car il y a une succession de paliers et de chute de la concentration. Un constat similaire peut être fait à partir de la concentration en silicate à une échelle plus petite : toutefois dans ce cas, on assiste aussi à des augmentations de concentrations. Le pH suit la même évolution que la concentration en calcium (figure 4.1b). Les plateaux correspondent à des points invariants du système CaO-SiO2-H2O dont le diagramme de phases à 25 °C est donné en figure 4.2. Sur ce diagramme, les courbes d’équilibre définissent trois intersections représentatives des trois points invariants (voir encadré « la règle des phases ») : à un point invariant, deux solides sont donc en équilibre avec la phase aqueuse notée « aq. » :

138


• SH + C-S-H(SI) + aq. • C-S-H(SI) + C-S-H(SII) + aq. • C-S-H(SII) + CH + aq. Les concentrations au niveau des trois plateaux de concentration en calcium correspondent donc bien à celles des trois points invariants. Ainsi, en reprenant le diagramme de phases à partir du point invariant de départ, C-S-H(SII) + CH + aq., puis en suivant le diagramme en allant vers des concentrations plus faibles en calcium, on s’aperçoit qu’il va y avoir une succession de différentes phases en équilibre avec la solution. Les quantités des différentes phases peuvent être calculées (figure 4.1c) permettant ainsi de bien mettre en évidence cette succession d’étapes de dissolution/précipitation. En présence d’eau pure, la stabilité des hydrates C-S-H, CH et SH est très différente. La portlandite, qui est moyennement soluble, est complètement dissoute après seulement trois renouvellements. De façon opposée, la silice amorphe reste présente après avoir équilibré 60 fois le système avec de l’eau pure alors qu’il y a dissolution complète du C-S-H. La silice amorphe est très peu soluble, ce qui induit une concentration à l’équilibre proche de l’eau pure, et ainsi elle reste présente jusqu’à 5183 renouvellements.

Concentration (mol/kg)

0,025

Ca total Si total

0,02

0,015

0,01

0,005

0

0

10

20

30

40

50

60

Renouvellement (litre)

(a) Évolution des concentrations ioniques avec le renouvellement de la solution.

139


13 12 11

pH

10 9 8 7 6 0

10

20

30

40

50

60


(b) pH. 0,09 CH C–S–H (SII) C–S–H (SI) SiO2 amorphe


0,08 0,07 0,06 0,05 0,04 0,03 0,02 0,01 0 0

10

20

30

40

50

60


(c) évolution des phases solides en équilibre.

Figure 4.1 : simulation thermodynamique de la lixiviation d’une pâte de C3S complètement hydratée par de l’eau pure : (a) évolution des concentrations de la phase aqueuse, du pH (b) et des solides (c) en fonction du nombre de renouvellements de la solution. Un mélange initial de 74,5 mmol de C-S-H(SII) (C/S = 1,7) et 57 mmol de CH, représentant 10 g de C3S complètement hydraté, est mis en équilibre d’un litre d’eau pure. Une fois le système à l’équilibre, on calcule les concentrations ioniques, le pH et la quantité de chaque phase en présence et on remplace la solution par de l’eau pure. Le calcul est réitéré jusqu’à dissolution complète.

140


10

[Si] (mmol/k)g SH

1

C–S–H (SI) 0,1

C–S–H (SII) CH

0,01

0

5

10

15

[Ca] (mmol/lkg)

20

25

Figure 4.2 : diagramme de phases stables du système CaO-SiO2-H2O à 25 °C [DAM 95a]. Le diagramme est tracé en fonction des concentrations en calcium et silicate (l’eau est considérée en excès donc non représentée), l’ensemble des conditions d’équilibre et donc la solubilité de chaque hydrate, correspond à une courbe d’équilibre. Le diagramme contient 4 hydrates : SiO2aq amorphe (SH), un C-S-H de bas C/S (C/S=1,1) noté C-S-H(SI), C-S-H(SII) avec un C/S plus élevé égal à 1,8 et la portlandite (CH).

La règle des phases Considérons l’équation de Gibbs-Duheim : SdT – VdP + n1dµ1 + … + ncdµc = 0 À partir de cette équation, on constate qu’il y a C + 2 variables intensives (C potentiels chimiques µ, T et P). Dans un système multiphasique, il existe des relations qui relient les variables intensives au nombre de phases: une équation peut être définie pour chaque phase. Ainsi avec X phases, le nombre de variables indépendantes à l’équilibre devient C + 2 – X. Ce nombre de variables indépendantes définit le degré de liberté f. La règle des phases s’écrit alors : f = C – X + 2. Le degré de liberté (nombre de variables indépendantes à l’équilibre) diminue lorsque le nombre de phases à l’équilibre (X) augmente. Par rapport aux systèmes solides-liquide étudiés dans ce manuel, la pression (P) et la température (T) sont fixées ainsi le degré de liberté devient : f = C – X avec T et P constants. Le système définira un équilibre invariant, lorsque le nombre de solides en équilibre avec la phase aqueuse est égal au nombre de constituants : f = 0 ⇒ C = X. Dans les systèmes en relation avec l’hydratation du ciment, des solides précipitent à partir des ions accumulés en solution. Ainsi, dans un système ayant C constituants, il faudra avoir C – 1 solides en équilibre avec la phase aqueuse pour définir un équilibre invariant. Nous utiliserons la nomenclature suivante : la dimension du système est égale au nombre de constituants et un équilibre invariant est appelé point invariant.

141


2.2. Simulation thermodynamique de la carbonatation Si, maintenant, l’eau pure est remplacée par une eau contenant du CO2 en concentration correspondant à l’équilibre avec pCO2 = 0,1 Atm, soit une concentration en carbonate de 3,4 mmol.kg–1 pour un pH de 4,4, la démarche reste la même, mais, cette fois-ci, le diagramme de phases à considérer est celui du système CaOSiO2-CO2-H2O (figure 4.3). Cette figure présente le diagramme du système CaOSiO2-H2O défini dans le cas précédent, auquel on ajoute un troisième axe pour tenir compte de la concentration en carbonate. On constate qu’un nouveau solide apparaît, la calcite (CaCO3). Les conditions d’équilibre des phases correspondent maintenant à des surfaces tandis que les courbes représentent des conditions d’équilibres communes à deux solides. Les points invariants sont la résultante de l’intersection de trois surfaces d’équilibre. Ainsi le diagramme comporte lui aussi trois points invariants : • CH + C-S-H(SII) + calcite + aq. • C-S-H(SII) + C-S-H(SI) + calcite + aq. • C-S-H(SI) + SH + calcite + aq. Globalement, l’évolution des points invariants avec la concentration en ions calcium est similaire à celle du diagramme de phases du système CaO-SiO2-H2O avec la présence de calcite sauf aux très faibles concentrations. L’évolution des phases avec les renouvellements d’eau reste donc proche de celle du cas précédent (figure 4.4), à la différence près qu’il y a une consommation supplémentaire de calcium pour former la calcite. Ceci conduit à faire disparaître plus rapidement CH et les C-S-H et à former une plus grande quantité de SiO2 amorphe, car moins de silice a été dissoute auparavant lors des équilibres avec C-S-H avant de former SiO2 amorphe. Par contre, la calcite, plus soluble que SiO2 amorphe, disparaît après 49 renouvellements. SiO2 amorphe est complètement dissoute après 6312 renouvellements ce qui est supérieur au cas de l’eau pure car la quantité de silice amorphe formée est ici plus grande.

142


[CO3] (mmol/kg) 0,1

calcite

SH

CH C–S–H (SI)

100

10

[Ca] (mmol/kg)

C–S–H (SII)

[Si] (mmol/kg)

Figure 4.3 : diagramme des phases stables du système CaO-SiO2-CO2-H2O à 25 °C [DAM 95b]. L’eau est en excès et n’est donc pas représentée. La solubilité de chaque hydrate correspond à une surface d’équilibre. Le diagramme contient 5 phases solides : SiO2aq amorphe (SH), un C-S-H de bas C/S (C/S = 1,1) noté C-S-H(SI), un C-S-H(SII) avec un C/S plus élevé égal à 1,8, la portlandite (CH) et la calcite. 0,09


0,08 0,07 CH C–S–H (SII) C–S–H (SI) SiO2 amorphe Calcite

0,06 0,05 0,04 0,03 0,02 0,01 0

0

10

20

30

40

50

60


Figure 4.4 : simulation thermodynamique de la lixiviation d’une pâte de C3S complètement hydratée par une eau contenant 3,4 mmol/kg d’ions carbonate : le mélange initial contient 74,5 mmol de C-S-H(SII) (C/S = 1,7) et 57 mmol de CH représentant 10 g de C3S complètement hydraté. Une fois le système à l’équilibre, on calcule les concentrations ioniques, le pH et la quantité de chaque phase en présence et on remplace la solution par de l’eau carbonatée. Le calcul est réitéré jusqu’à dissolution complète. La figure représente l’évolution des phases solides en équilibre après chaque renouvellement.

Ces deux exemples donnent un aperçu de l’utilisation des diagrammes de phases. Toutefois, dès que le système contient plus de trois constituants dans la phase aqueuse, il devient difficile de les représenter graphiquement. Cependant, on peut fixer alors un ou plusieurs paramètres pour rester dans une dimension inférieure

143


ou égale à 3. D’une façon non exhaustive, le système chimique représentatif d’une matrice cimentaire dans l’environnement contient un grand nombre d’éléments chimiques, tels que Ca, Si, Al, Fe, H, O, Na, K, S, Cl, C, Mg…, ce qui rend aussi quasiment impossible une exploration expérimentale de toutes les possibilités d’assemblages de phases stables ou métastables dans des conditions données, d’où l’importance du calcul des diagrammes de phases.

2.3. Simulation thermodynamique de l’attaque sulfatique Pour continuer notre approche de la durabilité par la stabilité des phases à travers l’utilisation des diagrammes de phases, nous allons utiliser ces derniers pour définir les conditions de formation de l’ettringite à partir de la concentration en ions sulfate en faisant intervenir deux paramètres : le type de sels contenant les ions sulfate (gypse, CaSO4,2H2O ou mirabilite, Na2SO4,10H2O) et la température. Commençons par le système le plus simple qui correspond au cas du gypse, qui revient à connaître l’évolution des phases en fonction de la concentration en sulfate de la solution. La connaissance du diagramme de phases du système CaOAl2O3-CaSO4-H2O est donc nécessaire. Comme ce dernier a trois constituants en plus de l’eau, il peut être représenté dans un système cartésien avec trois axes correspondant respectivement à la concentration totale en calcium, aluminate et sulfate en solution. Afin de faciliter la compréhension de l’évolution du système avec la concentration en sulfate, cette dernière sera prise pour axe z du repère cartésien. Le diagramme de phases du système CaO-Al2O3-CaSO4-H2O à 25 °C (figure 4.5) contient 5 phases stables : le gypse, la portlandite, le gel d’alumine sous sa forme gibbsite, l’hydrogrenat C3AH6 et l’ettringite. Il est immédiat de comprendre que l’hydrogrenat ne peut pas être en équilibre avec de fortes concentrations en sulfate et a fortiori en présence de gypse puisque le domaine de stabilité de l’ettringite sépare les domaines de stabilité du gypse et de l’hydrogrenat. La composition de la phase aqueuse aux quatre points invariants du système (tableau 4.1) montre que l’ettringite a un très grand domaine de stabilité vis-àvis de la concentration en sulfate et qu’elle se contente de quelques micromoles de sulfate pour se former.

144


[SO4] (mmol/kg) gypse

10

1 0,1

ettringite

0,01

AH3

CH

100

0,01

C3AH6

0,1

1

[Al] (mmol/kg)

[Ca] (mmol/kg)

Figure 4.5 : diagramme de phases du système CaO-Al2O3-CaSO4-H2O à 25 °C [DAM 93]. Tableau 4.1 : points invariants du diagramme de phases stables CaO-Al2O3-CaSO4-H2O à 25 °C [DAM 93]. Composition de la solution (mmol/kg)

Points invariants calculés à 25°C

[Ca]

[Al]

[SO4]

pH

C3AH6 + AH3 + ettringite + aq.

5,61

3,47E-1

1.0E-2

11,97

C3AH6 + CH + ettringite + aq.

21,95

7,0E-3

7.0E-3

12,52

gypse + AH3 + ettringite + aq.

15,34

7,0E-3

15.22

10,25

gypse + CH + ettringite + aq.

33,89

1,0E-7

12.38

12,49

Considérons maintenant que les ions sulfate sont apportés par la mirabilite (Na2SO4.10H2O) dont la solubilité est très grande (plusieurs mol/kg). Il convient donc de connaître le diagramme de phases du système CaO-Al2O3-CaSO4-Na2OH2O à 25°C qui avec ses quatre constituants hormis l’eau est plus difficile à représenter. Ainsi, pour comparer plus facilement les résultats au diagramme CaOAl2O3-CaSO4-H2O précédent, la concentration en NaOH est fixée à 500 mmol/ kg ce qui permet de rester avec une représentation cartésienne à trois axes orthogonaux (figure 4.6).

145


[SO4] (mmol/kg)

NaOH = 500 mmol/l

500

gypse ettringite

AH3

CH 10

[Ca] (mmol/kg)

C3AH6 25

[Al] (mmol/kg)

Figure 4.6 : diagramme de phases du système CaO-Al2O3-CaSO4-Na2O-H2O à 25 °C calculé avec une concentration en NaOH fixée à 500 mmol/kg [DAM 93].

Comme la concentration en sodium utilisée pour le calcul est moyenne (500 mmol/kg), les phases contenant du sodium sont sous-saturées et, donc, n’apparaissent pas comme des phases stables. Les phases stables de la figure 4.6 sont donc identiques à celles de la figure 4.5 sans sodium. Cependant, les concentrations en sulfate pour stabiliser les phases sont très différentes comme on peut le mettre facilement en évidence si les deux diagrammes sont tracés sur la même figure (figure 4.7). En présence de sodium, les concentrations en sulfate, aluminate et hydroxyde augmentent, alors que celle en calcium diminue. Ainsi en présence de 500 mmol/kg de sodium, ce ne sont plus quelques micromoles de sulfate qui sont nécessaires pour stabiliser l’ettringite mais quelques dizaines de millimoles, donc, une différence de plusieurs ordres de grandeur. L’évolution des bornes inférieures et supérieures des concentrations en sulfate nécessaires pour stabiliser l’ettringite en fonction de la concentration en sodium peut être définie en traçant l’évolution de la concentration en sulfate pour les points invariants AH3+ C3AH6+ ettringite + aq. et AH3 + gypse + ettringite + aq. en fonction de la concentration en NaOH (figure 4.8). La température tout comme la pression est un paramètre important qui modifie les équilibres. Dans les applications classiques des bétons, la pression ne varie généralement pas contrairement à la température. À titre d’exemple, nous avons considéré le diagramme de phases du système CaO-Al2O3-CaSO4-H2O à 85 °C (figure 4.9) afin de comparer les domaines de stabilité de l’ettringite entre 20 °C et 85 °C. La première différence notable est la présence d’une nouvelle phase stable à 85 °C, le monosulfoaluminate de calcium hydraté qui s’intercale entre les

146


domaines de stabilité de l’ettringite de l’hydrogrenat : il y a donc 6 points invariants au lieu de 4. En conséquence, les plus faibles concentrations en sulfate conduiront à stabiliser le monosulfoaluminate de calcium hydraté à la place de l’ettringite : à 85 °C, la concentration en sulfate minimale pour stabiliser l’ettringite est environ 50 fois plus grande qu’à 25 °C (voir tableaux 4.1 et 4.2). On constate qu’une élévation de la température, induit aussi une augmentation de la concentration en ions sulfate pour stabiliser l’ettringite et cet effet couplé à celui des alcalins, conduit à des concentrations en sulfate très élevées pour stabiliser l’ettringite.

Système dans 500 mmol/l NaOH

[SO4] (mmol/kg)

Système dans l'eau

[Al] (mmol/kg) [Ca] (mmol/kg)

Figure 4.7 : comparatif des diagrammes de phases du système CaO-Al2O3-CaSO4-H2O en présence ou non de 500 mmol/kg de NaOH. [SO4] (mM/kg) 300 250

AH3 + ett. + gypse

200 150 100 ettringite AH3 + ett. + C3AH6

50 0

0

10

100

250

500

[Na] mM/kg

Figure 4.8 : évolution de la concentration en sulfate pour les points invariants AH3 + C3AH6 + ettringite + aq. et AH3 + gypse + ettringite +aq. en fonction de la concentration en NaOH.

147


[SO4] (mmol/kg) gypse

10

1

ettringite 0,1 0,01

monosulfoaluminate de calcium

CH 0,01

AH3 40

C3AH6

0,1

[Al] (mmol/kg)

[Ca] (mmol/kg)

Figure 4.9 : diagramme de phases stables du système CaO-Al2O3-CaSO4-H2O à 85 °C [DAM 92]. Tableau 4.2 : composition de la solution aux points invariants du diagramme de phases stables du système CaO-Al2O3-CaSO4-H2O à 85°C [DAM 92]. Solides en équilibre avec la phase aqueuse

[Ca] (mmol/kg)

[Al] (mmol/kg)

[SO4] (mmol/kg)

pH

AH3 + monosulfoaluminate de calcium + ettringite +aq.

5,09

1,685

0,55

11,80

CH + monosulfoaluminate de calcium + ettringite +aq.

11,33

0,116

0,41

12,26

C3AH6 + AH3 + monosulfoaluminate de calcium + aq.

6,085

2,287

0,078

11,92

C3AH6 + CH + monosulfoaluminate de calcium + aq.

10,65

0,308

0,06

12,23

Gypse + AH3 + ettringite +aq.

13,15

0,237

12,57

10,87

Gypse + CH + ettringite +aq.

20,51

0,0006

10,57

12,17

3. APPROCHE TEMPORELLE À TRAVERS LE TRANSPORT RÉACTIF DE MATIÈRE DANS LA MICROSTRUCTURE Dans l’approche purement thermodynamique, nous avons considéré que le système était finement dispersé et ainsi que toute la matière était immédiatement disponible pour réagir avec une vitesse infinie aussi bien pour la dissolution que pour la précipitation. Ceci est bien évidemment différent des conditions réelles pour lesquelles les échanges de matière seront gouvernés par la microstructure : poro-

148


sité totale mais aussi connectivité et distribution des pores. Dans ce contexte, les phénomènes mis en jeu sont : – un transport de matière entre le matériau et le milieu aqueux externe, pouvant s’opérer par diffusion ou/et par convection ; – des réactions chimiques de dissolution/précipitation provoquées par les variations de concentration résultant du transport de matière.

3.1. Transports de matière Si l’on considère dans un premier temps le transport non réactif en milieu saturé, on peut évoquer la diffusion gouvernée par le gradient local de concentration du soluté, processus détaillé au paragraphe 4 du chapitre 3, et la convection qui est un entraînement des espèces en solution par le flux d’eau.

3.1.1. La diffusion moléculaire : les lois de Fick La première loi de Fick relie le flux à travers une surface et le gradient de concentration ; la seconde loi de Fick relie les variations spatiales et temporelles des concentrations. Dans une direction (équations 1D), ces lois s’écrivent respectivement : ∂c J e, x = – D e ----∂x et

De ∂2 c ∂c ----- = ------ -------p ∂x 2 ∂t

(1) (2)

avec, Je le flux (en mol.m–2.s–1), De le coefficient de diffusion effectif de l’espèce diffusante (en m2.s–1) dans le milieu de porosité p et c (x) la concentration à l’abscisse x (en mol.m–3). Ces équations peuvent être résolues analytiquement dans certains cas simplifiés comme : – la diffusion d’un traceur non réactif à travers une lame mince poreuse (voir la figure 3.36). En portant la quantité cumulée relâchée en fonction du temps, on obtient aux temps longs un comportement asymptotique linéaire dont la pente permet de déterminer le coefficient de diffusion effectif De de l’espèce migrante dans le matériau de porosité p ; – la lixiviation d’un traceur non réactif. Aux premiers instants, tout se passe comme si le milieu solide était semi-infini, puisque le relâchement ne concerne que les premières couches du matériau. La quantité lixiviée varie initialement comme la racine carrée du temps. En portant la quantité relâchée dans le lixiviat

149


en fonction de la racine carrée du temps, on obtient une estimation du coefficient de diffusion apparent Da (De = pDa) du traceur dans le matériau considéré. Ceci dit, les solutions analytiques n’existent pas en général. Dans le calcul complet, l’équation la plus générale (équation 3D) est résolue numériquement.

3.1.2. La diffusion ionique : la relation de Nernst-Planck En solution, le déplacement des ions sous l’effet d’un gradient de concentration ne peut se faire que de manière concertée. En effet, ils sont soumis à des forces électrostatiques provenant des autres ions et du solvant. Afin de conserver l’électroneutralité dans la solution lors de la diffusion, les ions, qui n’ont pas tous la même vitesse de déplacement en solution, subissent une accélération ou un ralentissement sous l’action du champ électrique local. Pour une analyse détaillée de ces phénomènes dans le contexte des matériaux cimentaires, le lecteur pourra se reporter au chapitre 3, paragraphe 4 et aux références [MAR 98, BAR 00, TRU 00]. Dans le cas de la diffusion ionique unidirectionnelle dans une solution, le flux J d’ions i s’exprime par la relation : ∂c i z i F ∂ψ (3) J e, i, x = – D e, i ------- – c i D e, i ------- ------∂x RT ∂x Avec F la constante de Faraday, R la constante des gaz parfaits, T la température absolue, ci la concentration de l’ion i, zi sa valence et ψ le potentiel électrique. Cette relation dite de Nernst-Planck est l’expression généralisée du transport par diffusion. Pour pouvoir résoudre cette équation, une approche numérique est nécessaire puisqu’il convient de traiter simultanément toutes les espèces présentes.

3.1.3. La convection : la loi de Darcy À la diffusion peut se superposer un processus de convection, lorsque le liquide dans lequel la diffusion s’effectue est animé d’un mouvement global de translation. Pour les fluides incompressibles, le débit volumique du fluide de viscosité dynamique µ et s’écoulant au travers du matériau d’épaisseur dx et de section A soumis dP à un gradient de pression ------- s’exprime par la relation de Darcy (chapitre 3 § 3) : dx k dP Q = – --- A ------(4) μ dx où k est la perméabilité (exprimé en m2).

150


Q Si ua est la vitesse de convection ( u a = ---- en m.s–1), le gradient temporel de conA ∂c ∂c centration ----- de la seconde loi de Fick est alors à corriger du terme – u a ----- . ∂t ∂x

3.2. Transport réactif Les évolutions physico-chimiques d’un béton en interaction avec son environnement dépendent principalement des couplages chimie-porosité-transport. Les dissolutions/précipitations de minéraux notamment modifient la surface spécifique du solide, le volume poreux et la distribution des tailles de pores. Or la porosité (volume et taille) ainsi que son degré de saturation influent fortement sur les propriétés de transport par convection-diffusion. Le nombre et la nature des sites de sorption ou d’échanges ioniques peuvent également être modifiés. Les modèles qui tentent de rendre compte de ces phénomènes couplés peuvent donc devenir rapidement très complexes. Dans le cas simplifié d’un transport diffusif unidirectionnel dans un béton saturé, le bilan matière dans un volume élémentaire représentatif d’épaisseur 2dx peut s’écrire sous la forme : 2

∂ c i 1 ∂C i ∂c i ------- = D a ---------- – --- -------2 p ∂t ∂t ∂x

(5)

avec : ci concentration en phase liquide du constituant i (en mole . m–3 de solution) ; p porosité ; Ci concentration en phase solide du constituant i (en mole . m–3 apparent de matériau). A priori, la quantité de constituant i arrivant ou partant par réaction chimique suit une cinétique de dissolution ou de précipitation. L’approximation de l’équilibre local peut être formulée dès lors que ces cinétiques sont infiniment plus rapides que les vitesses de transport d’espèces en solution. Dans le cas des pâtes de ciment, cette hypothèse a été confirmée par Buil [BUI 90] ainsi que par les travaux d’analyse dimensionnelle de Barbarulo [BAR 00]. Les moyens mathématiques et numériques permettant de résoudre les équations de diffusion couplées à des réactions chimiques ont été exposés en particulier par Lichtner [LIC 85, LIC 96]. Des outils permettant de réaliser ces calculs de transport réactif ont été développés notamment pour des modélisations géochimiques de systèmes hydrogéologiques [VAN 01]. Ce type de codes a été utilisé par exemple pour simuler l’attaque sulfatique externe d’une pâte de ciment CEM I [PLA 02, BAR 02].

151


Les aspects cinétiques de la transformation des hydrates dans le béton peuvent être décrits en appliquant les lois fondamentales de la diffusion et de la convection (ou perméation). Dans ces lois qui décrivent le transport réactif, les réactions chimiques de dissolution/précipitation sont exprimées en considérant un bilan de chaque espèce qui tient compte aussi bien des concentrations en solution que des concentrations en phase solide.

3.3. Outils de simulations et exemples d’utilisation Pour traiter spécifiquement de la dégradation des matériaux cimentaires, différents modèles ont été élaborés sur la base des principes évoqués précédemment. Les principales approches existantes sont celles de Adenot [ADE 92] et de Gérard [GER 96] pour la décalcification de pâtes de ciment, puis celles de Marchand [MAR 01], de Planel [PLA 02] et de Guillon [GUI 04] dont les domaines d’application sont plus étendus (attaque sulfatique externe, eau de mer). Ce paragraphe ne couvre pas de manière exhaustive les travaux de modélisation publiés, mais présente plutôt quelques résultats sélectionnés pour illustrer la variété des configurations simulées et des outils développés.

3.3.1. Cas de la lixiviation par l’eau pure Les travaux d’Adenot portant sur la modélisation de la lixiviation d’une surface libre de pâte de ciment CEM I soumise à une eau pure de pH neutre, ont débouché sur le développement du code DIFFUZON [ADE 92]. Ce modèle repose sur les hypothèses d’un transport par diffusion et d’équilibres chimiques locaux. Le matériau dégradé est divisé en zones séparées par des fronts de dissolution ou de précipitation (figure 4.10). Zone1

Zonek

Zonek – 1

Milieu infini ( ci = cte = ci, 1)

Milieu agressif ( ci = cte = ci, 0) l0

l1

lk – 2

lk – 1

Figure 4.10 : schéma de principe du zonage unidirectionnel de la partie dégradée de la pâte de ciment, constituée d’un assemblage de domaines multiminéraux de minéralogie constante (zones), séparés par des frontières mobiles (fronts de dissolution ou de précipitation).

Dans chaque zone, de composition minéralogique constante (nature des phases solides fixée mais teneur variable), délimitée par des fronts mobiles de dissolution ou de précipitation, un système d’équations composé de la combinaison des équa-

152


tions de diffusion, d’équilibres chimiques et de bilans de matière est résolu numériquement. La porosité et le coefficient de diffusion de chaque zone sont supposés constants. La porosité est déterminée à partir de la nature et des quantités moyennes de phases solides présentes (elles sont donc différentes d’une zone à l’autre). Le coefficient de diffusion peut être soit calculé à partir de la porosité et de la quantité de C-S-H, soit imposé et pris égal à une valeur déterminée expérimentalement. Les principaux phénomènes pris en compte dans cette modélisation sont donc la diffusion des principales espèces chimiques du ciment hydraté, la dissolution ou la précipitation des différentes phases minérales initialement présentes ainsi que la décalcification progressive des C-S-H jusqu’à la formation d’un gel superficiel très peu soluble.

5

4

3

2

6

mol/L

0,5

1 Portlandite C–S–H

4

5

3

4

2

0,4

mol/L

8

2

0,3 0,2 0,1

0 0

0,4

0,8

1,2

1,6

1 Monosulfoaluminate de calcium

Ettringite

0 0

0,4

Distance de la surface (mm)

0,8

1,2

1,6

Distance de la surface (mm)

Profils minéralogiques modélisés pour 3 mois de lixiviation dans une solution à pH 8,5.

Solution agressive

5

4

Gel

C–S–H

3 1 2 Portlandite C–S–H C–S–H C–S–H Ettringite Ettringite Monosulfoaluminate Ettringite de cacium

5 4 3 2

1

Monosulfoaluminate de calcium

Distribution expérimentale des phases minérales après 3 mois de lixiviation dans une solution à pH 8,5.

Figure 4.11 : comparaison entre les résultats expérimentaux et ceux issus d’une modélisation DIFFUZON dans le cas d’une pâte de ciment CEM I lixiviée par une solution faiblement minéralisée de pH 8,5 d’après Adenot [ADE92]. En partie basse de la figure, on peut observer une coupe de pâte de CEM I lixiviée (partie droite). On y distingue cinq zones dont la minéralogie est indiquée sur le schéma de principe (partie gauche). La partie supérieure de la figure représente les variations de compositions minéralogiques obtenues par simulation. Les simulations permettent de retrouver les phases mises en évidence par diffraction de rayons X, en particulier la dissolution totale de la portlandite dans les zones 2, 3, 4 et 5 externes.

Différentes configurations de matériaux cimentaires lixiviés par des solutions faiblement minéralisées de pH compris entre 4,5 et 11,5 ont pu être ainsi simulées [RIC 04]. Le modèle permet de déterminer : – les quantités lixiviées (calcium, silicium, sulfate et hydroxyde) et leur évolution au cours du temps ;

153


– la profondeur du front de dissolution de la portlandite et sa vitesse de propagation ; – la minéralogie dans chaque zone (figure 4.11). Les résultats ainsi obtenus par la modélisation ont pu être validés par confrontation avec les données expérimentales. Ce modèle unidimensionnel a été simplifié pour étudier quelques problèmes plus complexes comme l’influence de conditions aux limites variables ou le rôle joué par les fissures. L’hypothèse simplificatrice consiste à considérer que la lixiviation des matériaux cimentaires peut être décrite par la seule évolution du calcium puisque tous les hydrates majeurs en contiennent [BUI 90, GER 96, MAI 00]. La décalcification est décrite par une équation unique qui est l’équation du bilan masse pour le calcium, que l’on peut écrire : 2

∂ c Ca ∂C Ca ∂ ( pc Ca ) -------------------- = D e -------------- – -----------2 ∂t ∂t ∂x

(6)

Les termes CCa (concentration de calcium en phase solide), p (porosité) et De (coefficient de diffusion effectif) sont exprimés sous la forme de fonctions de la concentration du calcium en solution (figure 4.12). Les données de sortie sont l’évolution de la quantité cumulée de calcium lixivié (figure 4.13) et de l’épaisseur dégradée [RIC 04]. Ces données sont validées par l’expérience. Ce type d’approche implantée dans un code aux éléments finis a permis de coupler le comportement mécanique des bétons avec une dégradation d’origine chimique [GER 96, TOR 98]. Cca (mol/m3)

Porosité p

15 000

De (m2/s) 9,0e-11

0,6 0,5

10 000

6,0e-11

0,4 5 000 0

3,0e-11

0,3 0,2 0

22

cca (mol/m3)

0,0e-11 0

22

cca (mol/m3)

0

22

cca (mol/m3)

Figure 4.12 : fonctions employées dans le modèle simplifié Diffu-Ca pour simuler la décalcification d’une pâte CEM I, d’après Mainguy et al. [MAI 00]. Les fonctions sont choisies sur la base de données expérimentales. La première est basée sur les équilibres des C-S-H dans des solutions à concentrations variables en calcium, la deuxième est calculée à partir des caractéristiques des solides formés et la troisième est déduite de mesures de coefficients de diffusion de pâtes de ciment à porosité variable.

154


Quantité cumulée de Ca relâché (mol/dm2)

10

mortier

pâte 8

béton

6

4

} }

2

Résultats expérimentaux Modélisation Diffu-Ca

0 0

5

10

15

Racine carrée du temps (en jours)

Figure 4.13 : validation du modèle Diffu-Ca : comparaison des résultats expérimentaux et de la modélisation pour des matériaux à base de CEM I [RIC 04]. Les quantités de calcium lixivié dans les pâtes, mortiers et bétons, suivent des lois en racine carrée du temps, caractéristiques de phénomènes diffusifs. La modélisation permet de retrouver les lois expérimentales. On peut montrer que les quantités de calcium relâchées dans les mortiers et bétons se déduisent de la connaissance de celles relâchées par les pâtes pures de même rapport E/C : il suffirait pour cela de multiplier la donnée sur pâte par la teneur volumique en pâte du mortier ou du béton [BOU 94].

3.3.2. Cas de l’attaque sulfatique externe La phénoménologie de l’attaque sulfatique externe des bétons est détaillée dans le chapitre 12. La présence de sulfates solubles dans l’environnement des matériaux à base de ciment Portland induit des transformations minéralogiques, prévisibles par les approches purement thermodynamiques comme celle présentée au paragraphe 2.3 de ce chapitre ou encore celle développée par Albert [ALB 02], qui peuvent remettre en cause l’intégrité mécanique du matériau cimentaire ainsi sollicité. Dans ce contexte il est donc essentiel de modéliser les mécanismes couplés chimie-transport mis en jeu pour ensuite prévoir leur impact sur le comportement mécanique du béton. Pour étudier les effets du transport d’ions dans les pâtes de ciment totalement ou partiellement saturées et les réactions de dissolution/précipitation associées, Marchand et Samson [MAR 01] ont développé un modèle numérique de transport réactif appelé STADIUM. La loi de transport considérée prend en compte les interactions électriques des ions en solution (relation de Nernst-Planck) et les mouvements hydriques grâce à un terme convectif. Sa résolution numérique par éléments finis permet de déterminer les profils de concentrations ioniques à chaque pas de temps. Ces nouveaux profils conduisent à un déséquilibre qui est en-

155


suite compensé par des dissolutions ou précipitations selon les produits de solubilité des minéraux pris en compte. Cet outil a été utilisé notamment pour analyser l’impact des solutions de sulfate de sodium sur la durabilité des bétons. Plusieurs configurations, en terme de type de ciment, de rapport eau/ciment, et de concentration en sulfate ont été simulées [MAR 02]. Une réorganisation significative de la microstructure a été mise ainsi théoriquement en évidence, avec la précipitation des minéraux incorporant des sulfates, la dissolution de la portlandite et la décalcification des C-S-H (figure 4.14). 80

Concentration (g/kg)

70

portlandite C-S-H ettringite hydrogrenat gypse

60 50 40 30 20 10 0

0

1

2

3

4

5

6

Position (cm)

Figure 4.14 : distribution des phases solides pour un béton de rapport eau/ciment de 0,65, exposé 20 ans à une solution de sulfate de sodium à 10 mmol/L [MAR 02]. La simulation permet de connaître les profils de concentration des différents hydrates dans le matériau après une durée d’exposition donnée. Comme dans le cas d’une exposition dans l’eau pure, la portlandite est totalement dissoute dans la partie externe du béton. Une zone riche en gypse est présente dans la zone externe et coexiste avec de l’ettringite.

Dans un contexte semblable, d’autres calculs destinés à résoudre le problème couplé de diffusion/dissolution/précipitation, ont été menés par Planel [PLA 02] avec le code de géochimie HYTEC [VAN 03]. La composition du ciment anhydre a été utilisée pour déterminer les quantités initiales des quatre minéraux hydratés pris en compte : portlandite, monosulfoaluminate de calcium hydraté, ettringite et gypse. Les espèces ioniques Ca2+, SO42–, Na+, Al(OH)4– et OH– ont été considérées. Les calculs de diffusion (lois de Fick) ont été menés avec un coefficient de diffusion et une porosité constante, quelle que soit la zone considérée. Les profils de concentrations en phases solides obtenus après douze semaines de dégradation en présence de sulfates, sont représentés sur la figure 4.15. Parmi les points

156


intéressants, on peut noter la similitude du profil obtenu avec la distribution minéralogique simulée par STADIUM : un front associé à la dissolution de la portlandite et un front associé à la précipitation d’ettringite ainsi qu’une zone de néoformation de gypse. Par contre, dans cet exemple, la localisation par modélisation de la zone de gypse n’est pas totalement conforme aux observations expérimentales, probablement en raison de la difficulté à rendre compte des variations du coefficient de diffusion dans la partie altérée du matériau. portlandite

Coups/s

monosulfoaluminate

Profils DRX

ettringite

Concentration

gypse

0,0

Simulation HYTEC

0,2

0,4

0,6

0,8

1,0

1,2

1,4

1,6

1,8

2,0

Épaisseur (mm)

Figure 4.15 : comparaison entre les profils minéralogiques expérimentaux et ceux issus du calcul HYTEC pour une pâte de ciment CEM I immergée pendant 12 semaines dans une solution contenant 15 mmol.L–1 de sulfate de sodium et maintenue à pH 7 [PLA 02]. Les courbes de la partie supérieure représentent l’évolution de l’intensité relative du pic principal de diffraction des rayons X (DRX) de la portlandite, du gypse et de l’ettringite en fonction de la profondeur dans le matériau. Elles font apparaître trois zones successives se recouvrant plus ou moins et progressant au cours du temps : – une zone de dissolution totale de la portlandite limitée par un front de dissolution abrupt ; – une zone assez large de précipitation de l’ettringite qui s’étend un peu au-delà du front de dissolution de Ca(OH)2 ; – une zone intermédiaire assez étroite de précipitation du gypse, limitée par le front de dissolution de la portlandite et se superposant à la zone de précipitation de l’ettringite. Les profils obtenus par simulation sont reportés sur la partie inférieure de la figure. Ils sont globalement similaires aux données expérimentales même si la zone dans laquelle le gypse précipite n’est pas tout à fait localisée au même endroit.

3.3.3. Cas de l’eau de mer L’eau de mer constitue un milieu chimique modérément agressif vis-à-vis du béton. En raison du caractère multi-ionique de ce milieu aqueux, les mécanismes physico-chimiques se déroulant dans le réseau poreux du béton sont complexes et fortement couplés (chapitre 12). La simulation numérique est dans ce cas un outil

157


performant d’aide à l’identification et à la hiérarchisation des phénomènes dominants. L’évolution minéralogique d’un béton soumis à l’action de l’eau de mer a été simulée par E. Guillon [GUI 04]. La composition du matériau sain hydraté est celle déterminée par le code CEMHYD3D [BEN 97]. Les interactions avec l’eau de mer ont été modélisées à l’aide d’un code de transport diffusif multi-espèces couplé à un code d’équilibres chimiques (PHREEQC). Cette simulation met en évidence la dissolution du monosulfoaluminate de calcium initial au profit de la précipitation de chloroaluminate de calcium et d’ettringite (figure 4.16). Les précipitations de calcite, de brucite et de gypse au voisinage de la surface exposée prédites par le calcul sont globalement en accord avec les observations expérimentales à la microsonde [REG 77]. Porosité portlandite

0,16 0,14

Proportion (%)

0,12 0,1 0,08 0,06 0,04 0,02

ettringite

calcite brucite gypse chloroaluminate

0

0,5

1

1,5

AFm

2

Profondeur (mm)

Figure 4.16 : évolutions après 4 jours simulés des proportions volumiques des espèces solides en fonction de la profondeur dans le matériau, pour un ciment CEM I soumis à de l’eau de mer [GUI 04].

D’autres systèmes multi-ioniques naturels ont été modélisés en vue de prédire les interactions entre un milieu géologique et des structures souterraines en béton [TRO 06]. Il reste cependant encore difficile de quantifier l’impact de ces réactions chimiques sur les propriétés physiques des matériaux cimentaires.

158


La modélisation des attaques chimiques permet de simuler correctement les évolutions de la minéralogie des matériaux cimentaires au cours du temps. Il est ainsi possible de prévoir la pénétration des fronts de dégradation.

3.4. Impact du transport réactif sur la microstructure La simulation numérique permet également d’estimer l’évolution de la porosité totale du matériau. La figure 4.17 montre par exemple que la porosité augmente avec l’avancée de la lixiviation, conséquence d’une plus forte dissolution par rapport aux précipitations. Le coefficient de diffusion n’est donc pas constant et il convient d’estimer la rétroaction de la chimie (impact des dissolutions/précipitations) sur la microstructure et donc sur le transport de matière. L’approche simplifiée estime l’influence de la variation de la porosité totale sur le coefficient de diffusion par des lois empiriques [TOG 98, MAI 00, PEY 06]. Cette méthode, basée sur la porosité totale, sans description fine du réseau poreux, s’avère être suffisante pour simuler l’augmentation de la diffusivité de la zone lixiviée d’une pâte de ciment CEM I (figure 4.18). 0,5

0,45

C1,65SH2,45

C1,1SH1,9

0,4

Fraction volumique (%)

0,35

0,3

Porosité

0,25

0,2 0,15

CH 0,1

AFt 0,05

AFm 0 0

500

1 000

1 500

2 000

2 500

Temps (h)

Figure 4.17 : évolution de la composition minéralogique et de la porosité d’une pâte de CEM I en fonction du temps à une profondeur donnée lors d’une lixiviation par une eau pure [GUI 04].

159


3,0E-10

2,5E-10

D (m2/s)

2,0E-10

1,5E-10

1,0E-10 Coefficient de diffusion

5,0E-11

0,0E+00 0,000

0,002

0,004

0,006

0,008

0,010

Distance (m)

Figure 4.18 : évolution de coefficient de diffusion effectif dans les différentes zones créées lors de la lixiviation de la pâte de ciment [KAM 05]. Les modifications de la structure poreuse consécutives à la lixiviation de la pâte de ciment se traduisent par une augmentation du coefficient de diffusion effectif dans la zone dégradée. Les valeurs portées sur cette courbe sont obtenues par calcul.

Toutefois, cette approche est généralement moins efficace dans le cas par exemple de précipitation d’une couche protectrice qui diminue très peu la porosité globale totale mais très fortement les paramètres du transport [LAG 00]. Les principaux moyens qui ont été élaborés pour mieux rendre compte des relations entre la diffusivité des matériaux cimentaires et leur microstructure sont, d’une part, des modèles d’homogénéisation qui, à partir des fractions volumiques et des caractéristiques des constituants élémentaires retenus pour décrire le système hétérogène, permettent d’évaluer la diffusivité macroscopique [GAR 98, HAS 02, CAR 03, PIV 04, BAR 06, STO 06], et, d’autre part, des outils numériques capables de générer des microstructures 3D [GAR 92, BEN 97, NAV 99, YE 03, BEJ 06]. Si l’on souhaite avoir une approche la plus représentative possible, il convient de coupler le code de transport réactif avec un code qui, d’une part, génère, puis, d’autre part, fait évoluer, une microstructure numérique 3D à l’échelle micrométrique ou sub-micrométrique. Il est alors possible d’extraire la porosité ainsi que la distribution des pores et leur connectivité afin de calculer les propriétés de transport locales (coefficient de diffusion et perméabilité). Ce type d’approche nécessite de disposer de puissants moyens de calcul, alors que les méthodes d’homogénéisation sont actuellement plus accessibles.

160


La connaissance de l’évolution du matériau induite par le transport réactif permet aussi de faire un couplage chimio-mécanique. Dans cet esprit, plusieurs travaux ont porté sur la modélisation de l’évolution des propriétés mécanique de matériaux cimentaires soumis à une décalcification [CAR 96, TOR 98, ULM 99, LEB 01, KAM 03, GUI 04, NGU 05, LAC 06] ou à une attaque sulfatique [SNY 95, JU 99, PLA 06, LEB 06]. Les approches multi-échelles couplant le transport réactif et le comportement mécanique sont inéluctablement appelés à se généraliser pour une gestion durable des infrastructures de génie civil. 45 E/C 0,25 F-E

40

E/C 0,25 modèle E/C 0,40 F-E

Module d'Young (GPa)

35

E/C 0,40 modèle E/C 0,50 F-E

30

E/C 0,50 modèle

25 20 15 10 5 0 0

0,2

0,4

0,6

0,8

Porosité capillaire

Figure 4.19 : comparaison pour trois pâtes de ciment CEM I de E/C différents et dégradées chimiquement, des modules d’élasticité prédits par une relation « modèle » et par calcul 3D aux éléments finis en fonction de la porosité capillaire noté F-E dans la figure [GUI 06].

Les conséquences mécaniques des dégradations chimiques ne peuvent être que partiellement prédites au moment où ce livre est rédigé. Des progrès significatifs semblent toutefois possibles au vu des travaux en cours.

4. CONCLUSION Une approche thermodynamique utilisant les conditions d’équilibre permet de bien comprendre les conditions de stabilité chimique des hydrates et donc de savoir si des évolutions peuvent intervenir quand la composition de la phase interstitielle du béton évolue lors d’un échange de matière avec le milieu extérieur. Le

161


point crucial pour que l’approche thermodynamique soit pertinente est la qualité de la base de données thermodynamiques qui est associée aux codes de calcul des équilibres géochimiques. L’aspect cinétique relatif à la stabilité où la transformation des hydrates contenus dans la matrice poreuse du béton, dépendra de la vitesse de transport de la matière dans le réseau poreux du béton qui peut être estimée à travers les lois classiques de transport de masse en fonction des gradients appliqués. Le transport réactif permet de bien rendre compte de dégradations de façon macroscopique, comme dans le cas de la lixiviation, en reproduisant la zonation souvent observée. L’utilisation d’une approche tridimensionnelle du transport réactif sur des microstructures numériques réalistes permettra d’aller plus loin dans l’étude de l’impact de la stabilité ou de la transformation des hydrates sur la microstructure et ses propriétés. Ainsi il deviendra possible d’obtenir une évolution espace-temps de propriétés comme le module élastique et donc de relier dégradation chimique et propriétés d’usage. Bibliographie [ADE 92] ADENOT F. – Durabilité du béton: caractérisation et modélisation des processus physiques et chimiques de dégradation du ciment. Thèse de doctorat de l’université d’Orléans, 17 décembre 1992. [ALB 02] ALBERT B. – Altération de matrices cimentaires par des eaux de pluie et des eaux sulfatées : approche expérimentale et thermodynamique. Thèse de l’École nationale supérieure des mines de Saint-Étienne, 2 avril 2002. [BAR 00] BARBARULO R., MARCHAND J., SNYDER A., PRENE S. – Dimensional analysis of ionic transport problems in hydrated cement systems, Cement and Concrete Research, 2000, vol. 30, p. 1955-1960. [BAR 02] BARBARULO R. – Comportement des matériaux cimentaires : action des sulfates et de la température. Thèse de l’École normale supérieure de Cachan, France, et de l’université Laval, Québec, septembre 2002. [BAR 06] BARY B., BÉJAOUI S. – “Assessment of diffusive and mechanical properties of hardened cement pastes using a multi-coated sphere assemblage model”. Cement and Concrete Research, vol. 36, 2006, p.245-258. [BEJ 06] BÉJAOUI S., BARY B., NISTCHE S., CHAUDANSON D., BLANC C. – “Experimental and modeling studies of the link between microstructure and effective diffusivity of cement pastes”. Revue européenne de génie civil, vol. 10, 2006, p.10731106. [BEN 97] BENTZ D.P. – “Three-dimensional computer simulation of cement hydration and microstructure development”. Journal of the American Ceramic Society, vol. 80, n° 1, 1997, p.3-21.

162


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CHAPITRE 5

Retrait et fluage G. PONS, J.-M. TORRENTI

Résumé Les déformations différées des bétons, qu’elles soient d’origine physico-chimique comme le retrait d’hydratation et de dessiccation ou mécanique comme le fluage sous contrainte peuvent mettre en cause la durabilité des ouvrages et ce pour plusieurs raisons. Les déformations de retrait peuvent induire des risques de fissuration et ainsi créer les conditions d’une propagation des éléments favorisant la corrosion des armatures. Les déformations de fluage peuvent entraîner, dans le cas des structures isostatiques, des déformations différées, notamment des flèches, incompatibles avec le bon fonctionnement en service des ouvrages. Dans le cas de structures précontraintes ces déformations génèrent des chutes dans la tension des câbles très importantes et difficiles à estimer précisément. Dans le cas des structures hyperstatiques, particulièrement celles dont le phasage de construction est complexe, le fluage va provoquer des redistributions d’efforts dont l’évaluation est indispensable sous peine de mettre en péril la sécurité de l’ouvrage. Pour essayer de cerner les paramètres gouvernant ces déformations différées nous avons, après avoir précisé les différentes composantes de ces déformations, mis en évidence les origines physico-chimiques de ces comportements différés. Nous avons ensuite regardé plus en détail les déformations de retrait puis celles de fluage en les séparant arbitrairement comme on a coutume de le faire pour les évaluer et ce bien qu’en tout état de cause il existe un couplage indiscutable entre le retrait et le fluage. Nous abordons ensuite l’aspect de l’évaluation expérimentale de ces déformations par les essais de laboratoire. Pour terminer nous regardons la prise en compte de ces phénomènes dans les calculs de structure au travers des aspects normatifs.

Mots-clés DÉFORMATIONS DIFFÉRÉES, RETRAITS, FLUAGES, RELAXATION, DESSICCATION, AUTODESSICCATION,

EUROCODES, ESSAIS DE LABORATOIRE, BÉTONS, BÉTONS À HAUTES

PERFORMANCES.

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1. INTRODUCTION : DÉCOMPOSITION DES DÉFORMATIONS DIFFÉRÉES Depuis le célèbre épisode du sauvetage du pont sur le Veurdre en 1912 par Freyssinet (voir encadré), nous savons que le béton est sujet à des déformations différées1. L’acceptation de cette explication fût en réalité loin d’être immédiate. Ainsi, la circulaire de 1906 (le premier règlement français) indiquait que « le module élastique d’un béton est, comme celui de l’acier, pratiquement constant ». Les normes actuelles prennent, bien sûr, en compte les déformations différées du béton : de manière forfaitaire pour le béton armé où le coefficient d’équivalence acier-béton (rapport des modules d’élasticité) est pris égal à 15, voire plus dans l’Eurocode 2, ce qui ne correspond pas au rapport des modules instantanés (plus proche de 5), et de manière plus élaborée pour le béton précontraint2. L’épisode du pont du Veurdre Le pont du Veurdre fut le premier de trois ponts en béton armé que Freyssinet construisit dans le département de l’Allier entre 1911 et 1912 et dont subsiste celui de Boutiron, les deux autres ayant été détruits durant la Seconde Guerre mondiale. Le pont du Veurdre était un pont en béton armé à trois travées (67, 72 et 67 mètres de portées) chacune en arc très surbaissé (1/15) et à trois articulations dont une en clé. Calculé suivant le règlement de 1906, le module d’élasticité du béton étant constant (la notion de fluage du béton n’existant pas), le concept du pont, articulé en clé, s’accordait mal à des déformations différées. Très rapidement après sa mise en service, Freyssinet s’aperçut que la flèche en clé augmentait de plus en plus vite, ce qui, à terme, condamnait l’ouvrage. Il testa alors des éprouvettes du béton qui avait servi à construire le pont et vit que la qualité de celui-ci n’était pas en cause : le module d’Young était bien croissant dans le temps. Il fallait donc que le béton ait des déformations différées de grande ampleur. Or, les expériences réalisées au Laboratoire des ponts et chaussées par Mesnager n’en montraient aucune. En allant questionner les techniciens du Laboratoire, Freyssinet découvrit que ceux-ci démontaient les capteurs de déplacement de peur de les briser quelques instants après que la charge eut été appliquée. Ils ne risquaient donc pas de mesurer une quelconque déformation différée… La suite est connue : de nuit, sans prévenir les autorités, Freyssinet, en remettant en place les vérins en clé qui avaient permis le décintrement de l’ouvrage, alla compen1. Ce phénomène avait été découvert de manière indépendante par Hyatt aux USA en 1907. Il avait montré qu’une poutre chargée voyait sa flèche évoluer de manière significative (elle doublait !) après deux mois de chargement. 2. La prévision du fluage du béton précontraint par un modèle ne date cependant que de 1965 dans la réglementation française.

168

Retrait et fluage

ser les déformations différées. Il supprima ensuite l’articulation en clé du pont du Veurdre (les arcs du pont de Boutiron n’en auront pas). À partir de cette expérience en vraie grandeur, Freyssinet acquit la certitude que le béton était l’objet de déformations différées et étudia le phénomène pour ses réalisations ultérieures en béton armé (réglage des arcs du pont Albert-Louppe en 1926 par exemple) et, bien sûr, en béton précontraint.

Pont de Boutiron (photo Alain Millard).

L’objet des paragraphes suivants est de présenter les bases physiques des phénomènes à la source des déformations différées, de décrire les paramètres influençant ces déformations différées et d’éclairer l’ingénieur sur le pourquoi des formules réglementaires. Nous ne traiterons pas dans cette partie des phénomènes observables avant la prise du béton tels le ressuage et le retrait plastique car, s’ils ont une importance dans l’aspect architectural et dans la durabilité, ils n’intéressent pas directement le calculateur de structure. Ces aspects seront abordés dans le chapitre 6. En général, même si, comme nous le verrons au paragraphe 2, la réalité est plus complexe, on convient en général de séparer les déformations différées εdif en deux grandes familles liées à l’existence ou non d’un chargement :

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– le retrait, εr, qui est une déformation se produisant en l’absence de chargement extérieur ; – le fluage, εf, qui est la part supplémentaire de déformation différée résultant de l’application d’un chargement1. Conventionnellement on sépare les déformations différées en deux : celles indépendantes de tout chargement, que l’on dénomme « retraits » et celles provoquées par un chargement que l’on qualifie de « fluages ». Ce découpage est purement artificiel car, dans le processus physico-chimique réel, le couplage des deux phénomènes ne saurait être leur addition pure et simple.

Comme le séchage du béton est un paramètre fondamental de son comportement différé, on décompose retrait et fluage en considérant le fait que le béton échange ou non de l’eau avec le milieu extérieur. Nous aurons alors, en suivant les définitions couramment admises [NEV 83]: • sans échange d’eau avec l’extérieur : – le retrait endogène, εre, appelé aussi retrait d’autodessiccation ou retrait d’hydratation (mais qui n’est pas la contraction Le Chatelier comme nous le verrons plus loin) ; – le retrait thermique ou contraction thermique, εth , qui est une conséquence de l’hydratation et de la chaleur que cette réaction dégage ; – le fluage propre, εfp, (basic creep) ; c’est la part supplémentaire de déformation du béton sous charge lorsqu’il n’échange pas d’eau avec l’extérieur; • avec possibilité d’échange d’eau avec l’extérieur : – le retrait de dessiccation, εrd, parfois nommé retrait de séchage, qui n’existe que lorsque le matériau sèche. Il est la part supplémentaire de retrait par rapport aux retraits endogène et thermique ; – le fluage de dessiccation (drying creep), εfd, qui n’existe que lorsque le matériau sèche sous charge; c’est le complément par rapport au fluage propre de la part de déformation due au chargement; il n’est pas accessible directement par un essai unique. Il s’obtient par la relation εfd = εdif – εrd – εre où εdif est la déformation différée totale. La déformation totale du béton est donc (arbitrairement) découpée en : εtot = εel + εr + εf = εel + εre + εth + εrd + εfp + εfd où εel est la déformation instantanée. Dans cette définition, comme dans celle du fluage propre, la déformation instantanée est constante, ce qui n’est pas le cas

1. Cette définition du fluage est une extension de la définition originelle du fluage pour laquelle la charge est constante.

170

Retrait et fluage

dans la réalité car le matériau, en vieillissant, voit sa rigidité augmenter : ceci implique que le fluage comprendra une partie de ce vieillissement. Nous verrons au paragraphe 3 que, sur bien des aspects, cette décomposition simplifie beaucoup trop la réalité et ne rend pas compte des couplages existants entre les différents phénomènes. La déformation totale d’un béton de structure est, à un instant donné et dans le cas général, la somme de 6 déformations plus ou moins arbitrairement découplées qui sont : la déformation élastique instantanée, celle de retrait thermique, celle de retrait endogène, celle de retrait de dessiccation, celle de fluage endogène (ou fluage propre) et celle de fluage de dessiccation.

2. ORIGINE PHYSICO-CHIMIQUE DES DÉFORMATIONS DIFFÉRÉES Dans un premier temps nous allons passer en revue les différents composants du béton durci en mettant en avant leur susceptibilité d’évolution en fonction du temps sous charge mécanique ou hydrique, dans un second temps nous tenterons d’expliquer dans leur globalité les déformations différées de retrait et de fluage tant endogènes que de dessiccation.

2.1. Les acteurs en présence De manière simplifiée on retiendra deux phases solides, la matrice cimentaire et les granulats, auxquelles il faut rajouter la phase liquide contenue dans les vides (porosité ouverte). Les déformations visqueuses sous l’effet des contraintes d’origine hydrique (retrait) et/ou d’origine mécanique (fluage) sont localisées dans la matrice cimentaire. Des expériences récentes de nano-indentation [ACK 04] ont permis de mettre en évidence le rôle principal du fluage des feuillets de C-S-H dans les déformations différées du béton durci. Les granulats ont, pour leur part, un rôle passif : ils s’opposent aux déformations visqueuses de la pâte. On peut donner quelques ordres de grandeur sur l’influence des granulats introduits dans une pâte de ciment. Pickett estimait qu’un apport de 50 % de volume relatif de granulat par rapport à la pâte pure divisait le retrait par trois. Neville [NEV 96] estime qu’un volume de 30 % de granulats réduit le retrait de la pâte de moitié. Divers auteurs, dont Leroy [LER 96], ont proposé des modèles plus ou moins complexes permettant de déterminer l’influence de la quantité et de la nature (module d’élasticité) des granulats sur l’intensité des déformations de retrait. Le retour d’expérience sur les ouvrages d’art et le parc des enceintes des centrales nucléaires montre toutefois que des granulats de mauvaise qualité, de module d’élasticité faible, de porosité importante, de durabilité incer-

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taine, peuvent entraîner des déformations différées beaucoup plus importantes qu’attendues. L’eau est présente dans la matrice cimentaire sous plusieurs formes. L’eau libre qui n’est pas liée aux parois des capillaires car se situant hors du champ des forces de Van der Waals (distance des parois > à 2 nm). Elle peut donc migrer aisément lors des sollicitations hydriques ou mécaniques subies par le béton. L’eau adsorbée sur la surface des cristaux ou inter-lamellaire met en jeu les forces de Van der Waals. L’eau inter-cristalline ou inter-feuillet qui est confinée dans les pores de très petite taille. Ces deux dernières migreront plus difficilement. Enfin, l’eau intra-cristalline ou chimiquement liée aux hydrates. Le réseau poreux représente plus de 10 % en volume du béton. Cette porosité joue un rôle très important sur le comportement différé des bétons. En effet, la porosité ouverte régit les possibilités de transfert de l’eau libre ou faiblement liée vers l’extérieur du béton. Le diamètre des pores est un paramètre très influent. Des diamètres de pore importants (e.g. cas des bétons courants) facilitent la migration de l’eau lors du séchage du béton et donc amplifient l’effet du séchage. A contrario des pores de faible diamètre (e.g. cas des bétons à hautes performances, noté BHP) ralentissent la migration de l’eau mais, dans le cas de l’autodessiccation lors de l’hydratation, créent des tensions internes plus élevées qui augmentent les déformations endogènes.

2.2. Les causes microstructurales des déformations différées Comme indiqué en introduction les déformations différées des bétons sont conventionnellement séparées en quatre déformations élémentaires d’origine physico-chimique : le retrait endogène (ou d’autodessiccation), le retrait de séchage (ou de dessiccation), le fluage endogène (ou fluage propre) et le fluage de séchage ou (de dessiccation). On doit y rajouter dans le cas des pièces massives un retrait thermique. Nous allons passer en revue les causes de ces déformations différées qui sont généralement couplées.

2.2.1. Les déformations de retrait Le retrait est qualifié d’endogène en l’absence d’échange hydrique (sans perte de masse) avec le milieu ambiant (c’est le cas du comportement au cœur d’une structure massive en béton), et il est dit de séchage lorsqu’il y a déséquilibre hydrique entre l’intérieur du béton durci dont l’hygrométrie de départ est de l’ordre de 75 % à 100 % selon le rapport eau sur ciment E/C et celle du milieu ambiant (il y a alors perte de masse). Le retrait endogène est la conséquence de la contraction de Le Chatelier due au fait que le volume des hydrates formés lors de la prise du ciment est d’environ

172

Retrait et fluage

20 % plus faible que le volume du ciment anhydre et de l’eau de départ. Cette contraction d’origine chimique se prolonge tout au long de l’hydratation des grains anhydres mais ralentit au fur et à mesure que la diffusion de l’eau devient plus difficile de par la densification croissante de la pâte due à la formation continue des C-S-H. L’eau libre capillaire est ainsi consommée, l’humidité interne diminue ce qui conduit à une tension interne de la pâte inversement proportionnelle au diamètre des capillaires (loi de Kelvin-Laplace, cf. chapitre 3). Cette tension va provoquer une variation de volume d’autant plus importante que le diamètre des pores est faible. Ainsi le retrait endogène sera plus marqué pour les BHP que pour les bétons courants dont les pores sont de plus grand diamètre. Ces tensions internes peuvent atteindre plusieurs MPa et, de par la présence des granulats, provoquer une microfissuration et une redistribution interne des contraintes. Le retrait de dessiccation est lié à la différence d’hygrométrie entre le cœur du béton et l’ambiance extérieure (figure 5.1a : répartition des pertes en eau dans une éprouvette cylindrique). Il y a apparition d’un fort gradient hydrique qui tend à créer des déformations de retrait différentielles incompatibles entre elles (figure 5.1b). Dans le cas d’une structure élancée, les sections restent planes et ce gradient hydrique entraîne donc un gradient de contraintes amenant, par autoéquilibre, des tractions au voisinage de la surface et des compressions au cœur (figure 5.1c). Ces tractions en surface peuvent conduire à une fissuration en peau et donc à une relaxation partielle des contraintes (figure 5.1d). La compression au cœur amène un fluage de la pâte sous contrainte d’origine purement hydrique : le retrait de dessiccation peut alors être modélisé en prenant en compte le fluage du béton [SIC 96, BEN 05]. Le retrait est qualifié d’endogène ou d’autodessiccation en l’absence d’échange hydrique (sans perte de masse) avec le milieu ambiant, et le retrait est dit de dessiccation ou de séchage lorsqu’il y a déséquilibre hydrique entre l’intérieur du béton durci dont l’hygrométrie de départ est de l’ordre de 75 à 100 % selon le rapport E/C et celle du milieu ambiant.

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0 1 2 3 4

%

(a) Répartition des pertes en eau

(b) Raccourcissement virtuel

compression compression fissuration traction

traction

(c) Répartition théorique des contraintes

traction

traction

(d) Répartition des contraintes après fissuration de peau

Figure 5.1 : autocontraintes de structure dues au retrait de séchage [PON 98].

D’un point de vue cinétique, le phénomène se traduit d’abord par une fissuration de peau puis par une phase de déformation d’ensemble et enfin par une phase de refermeture des fissures. La figure 5.2 illustre l’évolution du retrait de dessiccation en fonction de la perte de masse liée au départ de l’eau libre du béton.

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Retrait de dessiccation (μm/m)

Retrait et fluage

500 400 300 200 100 0 0,00

0,50

1,00

1,50

2,00

2,50

Perte de masse (%)

Figure 5.2 : exemple d’évolution du retrait de dessiccation en fonction de la perte de masse du béton [GRA 96].

Le retrait thermique est une déformation différée de durée relativement courte qui vient se superposer aux déformations de retrait précédemment analysées mais qui est due simplement à la contraction de la pâte de ciment et des granulats lors de leur refroidissement après l’élévation de température lors de la prise exothermique du ciment. Celui-ci n’a que peu d’influence sur les éléments de faibles dimensions mais peut devenir très sensible sur les pièces massives. Il faut alors faire intervenir les gradients de température et les effets de structure comme pour le retrait de dessiccation. Son intensité dépend du degré d’exothermie du ciment employé et du coefficient de dilatation du béton qui peut varier en fonction de la nature des granulats employés [ACK 04], il varie aussi durant l’hydratation car il est fonction de la teneur en eau de la pâte. Le retrait thermique est une déformation différée de durée relativement courte qui vient se superposer aux déformations de retrait précédemment analysées . Elle est due simplement à la contraction de la pâte de ciment et des granulats lors de leur refroidissement après l’élévation de température lors de la prise exothermique du ciment. Il doit être impérativement évalué dans le cas des structures massives.

2.2.2. L’effet de l’application d’une charge stationnaire, les déformations complémentaires de fluage Au temps τc (figure 5.3) on applique une charge constante sur un béton durci. À la déformation de retrait déjà effectuée εr(τc) va se superposer une déformation instantanée εi(τc), puis une déformation différée complémentaire de celle du retrait εr(t) (que l’on suppose arbitrairement indépendante), déformation différée

175


appelée fluage εc(t). La réalité physique est plus complexe, car il y a une interaction du chargement sur la valeur du retrait. Déformation

Hi (Wd)

recouvrance instantanée

Hr (t – Wd) retrait

Hrecd (t – Wd) Hc (t) fluage

recouvrance différée

Hsc (t) déformation sous charge

Hres (t) déformation résiduelle

Hi (Wc)

Hi (Wc)

retrait

Temps Wc

t

Wd

Figure 5.3 : séparation conventionnelle des déformations différées. La courbe inférieure représente la déformation de retrait libre, c’est-à-dire celle qu’aurait eue le béton en l’absence de tout chargement mécanique. Au temps τc le béton est chargé, il subit une déformation instantanée εi(τc). En l’absence du fluage, en superposant avec le retrait, on aurait l’évolution des déformations représentée en trait pointillé. La déformation de fluage rajoute une déformation complémentaire εc(t) pour atteindre la déformation sous charge totale εsc(t). Si au temps τd on procède a un déchargement partiel on assiste à un retour de déformation instantané (recouvrance instantanée ) εi(τd) et à un retour différé (recouvrance différée ).

Lorsque le béton est déchargé totalement ou partiellement après une période de fluage sa déformation diminue instantanément : c’est la « recouvrance instantanée ». Cette diminution de déformation continue à se poursuivre en se ralentissant dans le temps, c’est la « recouvrance différée ».

2.2.2.1. Comportement différé sous charge stationnaire en mode endogène, le fluage endogène ou fluage propre À partir de l’application de la charge on a, dans un premier temps, une vitesse de déformation différée importante. Celle-ci se ralentit peu à peu pour se stabiliser, dans des conditions normales, au bout de quelques jours. On a pour habitude de différencier les deux déformations de fluage correspondant à ces deux phases d’évolution l’une étant qualifiée de fluage à court terme ou primaire et l’autre de fluage à long terme ou secondaire. Cette différenciation repose également sur deux hypothèses différentes du comportement de la microstructure.

176

Retrait et fluage

Le fluage à court terme serait la manifestation d’un mécanisme de redistribution par diffusion de l’eau libre et physisorbée dans l’espace capillaire. Cette microdiffusion serait initiée au niveau des zones d’adsorption empêchées. Dans ces zones, l’eau participe à l’équilibre mécanique du matériau car elle est capable de transmettre les contraintes. Sa pression est qualifiée de pression de disjonction et elle s’oppose aux forces d’attraction entre les particules solides. L’action combinée des forces d’attraction et d’une contrainte macroscopique rompt cet équilibre et l’eau en excès est expulsée, par diffusion dans les couches d’eau adsorbée, vers les pores capillaires (où la pression est plus faible). Il en résulte une contraction assimilée à un fluage mais qui est aussi appelée déformation initiale différée. L’hydratation des composés encore anhydres modifie la cinétique du phénomène en augmentant la longueur du chemin de diffusion (par remplissage des capillaires par des produits d’hydratation), ainsi que l’amplitude (augmentation du module de déformation du squelette solide). C’est de cette part de déformation que proviendrait la différence entre le fluage des bétons ordinaires et celui des bétons à hautes performances car ces derniers présentent un espace capillaire plus réduit [MEH 80]. Le fluage à plus long terme verrait la source de son mécanisme dans la structure des hydrates. Acker [ACK 01] a montré par des expériences de nano-indentation sur des bétons à très hautes performances (BTHP) que seuls les C-S-H pouvaient être le siège de déformations visqueuses. Reste qu’à l’heure actuelle les avis sont partagés sur ses causes : glissement des feuillets due à la microdiffusion de l’eau, réarrangement solide, dissolution puis reformation des hydrates [BAZ 88, 01a, 01b]. Le fluage à court terme serait la manifestation d’un mécanisme de redistribution par diffusion de l’eau libre et physisorbée dans l’espace capillaire. Le fluage à plus long terme verrait la source de son mécanisme dans la structure des hydrates mais l’influence du squelette granulaire et de sa nature est également primordiale.

2.2.2.2. Comportement différé en dessiccation, le fluage de séchage ou de dessiccation Il s’agit probablement de la part de déformation la plus délicate à modéliser dans la mesure où elle résulte de plusieurs mécanismes difficiles à identifier entre lesquels de nombreux couplages existent. On distingue néanmoins deux grands types de phénomènes. Le premier est un effet de structure. Comme nous l’avons montré lors de l’étude du retrait de dessiccation, une éprouvette en contact avec un milieu d’hygrométrie

177


plus faible est le siège d’autocontraintes de dessiccation. Si nous reprenons l’état de contrainte d’une éprouvette en dessiccation non fissurée (présenté sur la figure 5.1c) et que nous y superposons une contrainte uniaxiale de compression (due à la présence du chargement), nous obtenons l’état de contrainte illustré par la figure 5.4. On peut constater que la présence du chargement implique, si sa valeur est suffisante, qu’il n’y ait plus de traction en surface de l’éprouvette. Le relâchement des autocontraintes par fissuration, observé sur l’éprouvette non chargée, n’est plus d’actualité et la totalité du retrait de dessiccation peut se développer. Ainsi, le fluage de dessiccation constitue la mobilisation d’un retrait de dessiccation complémentaire par rapport à celui mesuré sur une éprouvette non chargée. F

compression traction

traction

État de contrainte virtuel dû aux déformations empêchées (éprouvette non fissurée).

+

compression

F

= État de contrainte résultant : le chargement réduit les tractions, donc les risques de fissuration (éprouvette non fissurée).

Figure 5.4 : effet d’un chargement sur un béton en dessiccation [PON 98].

Néanmoins, la mobilisation d’une part complémentaire de retrait ne permet pas d’expliquer la totalité du fluage de dessiccation [GRA 97]. Il y a en complément, un mécanisme de fluage de dessiccation intrinsèque, analogue à celui du fluage propre, basé sur le fait que la diffusion, sous contrainte, de l’humidité au sein de la structure, a pour effet d’arracher des particules de matière solide qui iraient se recristalliser dans des zones de moindre contrainte [BAZ 88]. Le fluage de dessiccation consisterait, d’une part, en la mobilisation d’un retrait de dessiccation complémentaire par rapport à celui mesuré sur une éprouvette non chargée et, d’autre part, en un mécanisme intrinsèque, analogue à celui du fluage propre, basé sur le fait que par diffusion sous la contrainte appliquée, des particules de matière solide iraient se recristalliser dans des zones de moindre contrainte.

178

Retrait et fluage

2.3. Les couplages entre les mécanismes à l’origine des différents types de déformations différées Comme nous l’avons vu dans la présentation des différentes causes de déformations différées, les processus mis en jeu sont fréquemment couplés. Le retrait endogène ainsi que le retrait de dessiccation peuvent être interprétés, du moins partiellement, comme des fluages sous contrainte hydrique. Inversement, le fluage de dessiccation mobilise une part complémentaire de retrait de dessiccation. Si nous revenons à la définition des déformations différées donnée dans l’introduction à ce chapitre, leur obtention à partir des données expérimentales suppose qu’un certain nombre d’hypothèses de découplage soient valides et nous avons montré que tel n’est pas le cas. Ces hypothèses sont récapitulées dans le tableau 5.1. Tableau 5.1 : obtention des déformations différées et hypothèses de découplage sous-jacentes. Déformation

Obtention à partir des données expérimentales

Hypothèses de découplage

Retrait de dessiccation

Retrait total, retrait endogène

Le retrait endogène est indépendant du phénomène de dessiccation.

Fluage propre

Déformation totale endogène, déformation instantanée au chargement, retrait endogène

Le retrait d’une éprouvette chargée est le même que celui d’une éprouvette non chargée.

Fluage de dessiccation

Déformation totale, déformation instantanée au chargement, retrait en dessiccation, fluage propre

Hypothèse précédente et indépendance du fluage propre par rapport au phénomène de dessiccation.

Le retrait endogène ainsi que le retrait de dessiccation peuvent être interprétés, du moins partiellement, comme des fluages sous contrainte hydrique.

3. DÉFORMATIONS DE RETRAIT Ainsi que nous venons de le voir, en l’absence de chargement, la pâte de ciment, et donc le béton, subissent des variations dimensionnelles. Celles-ci sont d’autant plus évidentes aux yeux de l’ingénieur qu’elles provoquent souvent des fissurations précoces qui peuvent mettre en péril la durabilité de l’ouvrage. Ces phénomènes précoces seront développés dans le chapitre 6. Elles peuvent aussi être la cause de fissuration plus tardive ainsi que d’effets structuraux qu’il faut prendre en compte dans les calculs. Dans le paragraphe précédent nous nous sommes attachés à décrire les causes microstructurales des déformations différées de retrait et de fluage.

179


Dans ce paragraphe, pour les déformations de retrait, et dans le suivant, pour celles de fluage, nous nous intéresserons aux différents paramètres influant sur ces déformations différées afin de sensibiliser l’ingénieur aux conséquences du choix des matériaux utilisés dans la composition du béton et de la nature du milieu ambiant indépendamment de tout aspect de calcul réglementaire qui sera abordé au paragraphe 6.

3.1. Les retraits à court et moyen termes Dans un premier temps ces retraits sont principalement dus à l’hydratation du ciment (retrait endogène ou d’autodessiccation) et au retrait thermique déjà décrits au paragraphe 2. Pour ce qui a trait au calcul des structures, le retrait qui nous intéresse est uniquement celui qui intervient après la prise de la pâte de ciment c’est-à-dire que l’on fera abstraction du retrait plastique. Après la rigidification du squelette, on assiste à un gonflement d’origine chimique dû à la formation et à la transformation de gros cristaux (ettringite). Cette déformation différée endogène n’est généralement pas considérée dans le cas de la modélisation du comportement différé du béton d’une structure, ceci pour des raisons liées à la complexité de sa prise en compte par rapport à son amplitude. À partir du moment où le squelette de la pâte de ciment durcit, le retrait endogène va être pris en compte par le mécanicien. L’intensité de ce retrait dépend principalement du rapport E/C. En effet, plus la quantité de ciment sera élevée plus l’hydratation fera appel à l’eau libre des pores du béton et augmentera l’autodessiccation et, inversement, plus la quantité d’eau libre sera grande moins l’autodessiccation se fera sentir car les besoins en eau pour l’hydratation seront toujours immédiatement satisfaits et ne créeront pas de dépression capillaire. Compte tenu de cela on peut déjà imaginer que les bétons « courants » de résistance peu élevée (25-30 MPa) qui ont des rapports E/C élevés, supérieurs à 0,5, auront des retraits d’autodessiccation quasiment négligeables alors que les bétons à hautes performances (BHP) de résistance supérieure et de teneur en eau beaucoup plus faible (rapport E/C voisin de 0,3) auront des retraits d’autodessiccation significatifs. Ces retraits sont d’autant plus accentués que ces bétons présentent des pores plus fins que ceux des bétons ordinaires et permettent des développements plus importants des dépressions capillaires. La figure 5.5 montre l’évolution en fonction du temps de l’humidité relative interne dans les bétons sans échange hydrique avec l’atmosphère pour différents rapports E/C et met en évidence l’autodessiccation des bétons de rapport E/C < 0,5. La figure 5.6 montre l’évolution du diamètre des pores en fonction du même rapport. La figure 5.7 illustre l’évolution la relation entre la déformation

180

Retrait et fluage

différée de retrait d’autodessiccation et l’humidité relative suivant que l’on a affaire à un béton courant ou un BHP. 100

95

HR (%)

90 n° 0 E/C = 0,75 n° 1 E/C = 0,59 n° 2 E/C = 0,44 n° 3 E/C = 0,39 n° 4 E/C = 0,39 n° 5 E/C = 0,33 n° 7 E/C = 0,27

85

80

75

70 0

50

100

150

200

250

300

350

400

Temps (j)

Figure 5.5 : évolution en fonction du temps de l’humidité relative interne des bétons sans échange hydrique avec l’atmosphère pour différents E/C [YSS 95]. À l’équilibre, au bout de plus d’un an, les bétons de E/C > 0,5 (bétons courants) ont toujours une hygrométrie maximale de 100 % alors que l’hygrométrie des BHP peut descendre aux alentours de 75 %.

Porosité capillaire

Pores des hydrates

0,5

Volume empli (cm3/g)

E/C 0,4

0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9

0,3

0,2

5 4,

7

10

20

15

30

20 0 15 0 12 5 10 0 80 60 50 40

1

0,0

00 0 80 0 60 0 50 40 0 0 30 0

0,1

Diamètre des pores (nm)

Figure 5.6 : influence sur le diamètre des pores du rapport E/C [MEH 80]. Le diamètre des pores saturés diminue avec le rapport E/C et, à partir de E/C < 0,5, la porosité capillaire interconnectée devient négligeable.

181


99

95

Béton courant

98 97 96 95 94 50

60

70

80

90 100 110 120 130 140

Microdéformations


100


100

BHP

90 85 80 75 70 100

120

140

160

180

200

220

Microdéformations

Figure 5.7 : relation entre la déformation différée de retrait d’autodessiccation et l’humidité relative suivant que l’on a affaire a un béton ordinaire ou un BHP [BAR 94]. Dans le cas du béton courant, l’évolution est linéaire et est attribuée au mécanisme de variation des dépressions capillaires. Pour les BHP, cette évolution est bilinéaire. La première partie (humidité relative supérieure à 76 %) est la conséquence de la variation des dépressions capillaires. Au-delà l’eau libre des pores capillaires serait entièrement consommée. Les déformations de retrait continuent alors plus lentement, car l’eau consommée est adsorbée et non plus libre.

L’intensité du retrait endogène augmente inversement au rapport E/C (Eau/Ciment ou Eau/Liant). Ainsi les bétons dits « courants » dont le rapport E/C dépasse 0,5 ont un retrait endogène très faible alors que les bétons à hautes performances (BHP) ont un retrait endogène non négligeable. C’est pourquoi la notion de retrait endogène est apparue avec le règlement BPEL 99 applicable aux BHP alors que dans les règlements précédents on ne différenciait pas la cause du retrait.

3.2. Le retrait à long terme 3.2.1. Le retrait de dessiccation La cinétique du retrait de dessiccation est liée à celle du départ de l’eau et dépend des conditions d’ambiance (figure 5.8). On peut relier l’accroissement du retrait de dessiccation à la perte de masse des éléments. La perte en eau en fonction du temps dans un béton en dessiccation vérifie une loi en racine carrée du temps classique dans les phénomènes de diffusion (ici le séchage, voir figure 5.9). Ainsi que nous l’avons décrit au paragraphe 2, ceci a pour conséquence l’apparition à l’intérieur du béton de gradients hydriques qui restent longtemps très forts et localisés au voisinage de la surface des pièces.

182

Retrait et fluage

Retrait (μm/m)

Hr50 600

Hrse 400

200

Hr98 0

0

200

400

600 d

Hreau

– 200

Figure 5.8 : évolutions comparées des déformations différées de retrait d’un BHP dans différentes conditions d’ambiance : se, sans échange, 50, 98 degré hygrométrique de l’ambiance, (eau) pour immergé [SIC 92]. Perte de masse volumique (g/cm3)

6 5 4

D 11 D 16

3

D 21

2 1 0

1

4

9

7j

16

14 j

25

28 j

30

49

64

t

56 j

Figure 5.9 : évolution de la perte en eau mesurée dans des éprouvettes de diamètre 11, 16 ou 21cm en fonction de la racine carrée de la durée de séchage [ACK 88].

On a donc, figure 5.10, pour les pièces soumises à la dessiccation, un effet d’échelle très important. Ainsi on peut estimer que si un potelet, un hourdis d’une dizaine de centimètres d’épaisseur sèchent à cœur en dix ans maximum, pour une dalle de 25 centimètres il faudra quelques dizaines d’années et pour une pile, un caisson de l’ordre de un mètre d’épaisseur l’état d’équilibre ne sera atteint qu’au bout d’un siècle !

183


Variation de masse (%)

2

28 jours 3 mois 4 ans

1

Référence t = 0

0 –1 –2

BC

–3 –4 –8

–7 –6 –5

–4 –3 –2

–1

0

1

2

3

4

5

6

7

8

Rayon (cm)

Variation de masse (%)

2

28 jours 3 mois 4 ans

1

Référence t = 0

0 –1

BTHP

–2 –3 –4 –8

–7 –6 –5

–4 –3 –2

–1

0

1

2

3

4

5

6

7

8

Rayon (cm)

Figure 5.10 : variations relatives de masse dans un échantillon cylindrique de béton courant (BC) et de béton à très hautes performances (BTHP), mis en dessiccation à 1 jour [LAR 91].

On constate l’importance du gradient hydrique entre la surface et le cœur de la pièce. Le gradient hydrique est plus fort pour les bétons à hautes performances (figure du bas), car leur porosité communicante est beaucoup plus faible que celle des bétons ordinaires (figure du haut) En conclusion de l’analyse phénoménologique des retraits des bétons amorcée au paragraphe 2, on peut établir la liste des facteurs qui les gouvernent : – les quantités d’eau et de ciment ; – la présence d’ajouts minéraux, entre autres de fumée de silice qui produisent un réseau poreux plus fin ; – le volume de la pâte ; – le module élastique des granulats ; – la nature et la finesse du ciment ; et, dans le cas de la dessiccation : – les dimensions de la pièce, le rapport surface/volume ; – l’hygrométrie de conservation. Nous verrons au paragraphe 6 que certains de ces paramètres sont pris en compte par les modèles réglementaires, et d’autres, seront négligés malgré leur influence.

184

Retrait et fluage

On peut citer, à titre d’exemple, l’influence de la nature des granulats (figure 5.11). L’influence du volume relatif des granulats est aussi très nette (figure 5.12). 1 600

grès gravier basalte

Retrait 10–6

1 200

granite calcaire quartz

800

400

0 10

28

90

1

2

Jours

5

10

20

30

Années

Temps (échelle log)

Figure 5.11 : influence de la nature minéralogique du granulat sur le retrait de dessiccation [NEV 96].

1,0

Retrait relatif

0,8 0,6 0,4 0,2

0

20

40

60

80

100

%

Volume relatif des granulats

Figure 5.12 : influence du volume relatif des granulats d’après Pickett cité dans [NEV 96].

L’influence de la nature des granulats (facteur mécanique ou minéralogique) est extrêmement importante, de même que leur pourcentage volumique. Ce paramètre est malheureusement très difficile à intégrer dans les calculs, car il est rarement connu au moment des études.

185


3.2.2. Une déformation spontanée particulière : le gonflement sous eau Il faut distinguer le gonflement d’origine chimique, précédemment décrit, qui est dû à la transformation de l’ettringite et qui apparaît entre le premier et le second retrait et le gonflement qui est induit par la conservation d’une pâte de ciment ou d’un béton sous eau. En effet seul ce dernier intéressera le mécanicien des structures. Ce gonflement à long terme est lié à la structuration progressive de la pâte de ciment lors de l’hydratation qui se fait, dans ce cas, avec une augmentation considérable des surfaces spécifiques. Ce gonflement se poursuit très longtemps, pour une pâte de ciment il est encore très sensible à 1000 jours et peut atteindre 0,2 %. Pour un béton il est de l’ordre de 10–4.

4. DÉFORMATIONS DE FLUAGE Dans le paragraphe 2 nous avons détaillé les causes microstructurales des déformations de retrait et de fluage. Regardons maintenant à une échelle plus globale les paramètres influant sur ces déformations de fluage qui peuvent être, comme indiqué précédemment, divisées en fluage endogène ou « propre » et en fluage de dessiccation.

4.1. Les facteurs d’influence 4.1.1. Le chargement Quelle qu’en soit la cause microstructurale la déformation de fluage est liée à l’intensité de la charge constante appliquée. Si à l’instant t0, on applique un échelon de chargement en compression au béton, le comportement rhéologique change et on a une accélération importante de la déformation différée (figure 5.13).

186

Retrait et fluage

H (μm/m) 700

Déformation

600

Hdiff

500 400

Hfse

300

Hrse

200

j – t0

100

0

20

40

60

80

100

120

140

160

180

200

220

240

jours

Contrainte

V (MPa) V = 37 MPa

40 30 20 10 0

20

40

60

t0 = 51 j

80

100

120

140

160

180

200

220

240

jours

Temps

Figure 5.13 : déformation totale différée (retrait et fluage) depuis le démoulage d’un béton chargé après t0 jours de durcissement. Le fait d’appliquer un échelon de contrainte σ entraîne une augmentation sensible de la vitesse de déformation différée.

Sous des contraintes modérées la vitesse de la déformation différée diminue dans le temps. Le comportement du béton est intermédiaire entre un comportement élastique où le fluage serait nul et un comportement visqueux où il se ferait à vitesse constante. On qualifie ce comportement de viscoélastique. Une autre caractéristique du fluage du béton est mise en évidence par le chargement à des âges différents d’éprouvettes de béton provenant d’une même gâchée (figure 5.14).

187


V V0 t

0

`

H

Retard

Déformation instantanée t

0 8

28

60

91

120

Jours

Figure 5.14 : échelons de contrainte de même intensité appliqués sur un même béton à des âges croissants. Plus l’éprouvette est soumise tardivement au fluage moins la déformation différée est importante.

On constate que plus l’éprouvette est soumise tardivement à une charge moins la déformation différée est importante. Cela est dû au comportement « vieillissant » du béton, le « vieillissement » étant pris dans son sens le plus noble. On dira ainsi que le comportement en fluage du béton est viscoélastique vieillissant. Sous contrainte permanente modérée (c’est le cas de la plupart des ouvrages) la déformation différée de fluage du béton est proportionnelle à la contrainte permanente appliquée. Il peut donc être classifié comme matériau « viscoélastique linéaire ». De plus, si l’âge du béton augmente sa réponse en déformation diminue, il est donc « viscoélastique linéaire vieillissant ».

Dans tout ce qui précède nous avons supposé implicitement que le chargement de fluage était modéré, c’est à dire qu’il ne dépassait pas la moitié de la charge de rupture sous chargement instantané σR. Si l’on applique des charges plus élevées (au-delà de 0,7 σR par exemple) le comportement viscoélastique change de nature: la vitesse de fluage qui était décroissante (fluage primaire) peut devenir constante (fluage secondaire) et pourra amener à terme à la rupture après accélération de la vitesse de fluage (fluage tertiaire) (figure 5.15).

188

Retrait et fluage

H

Déformation de fluage

fluage tertiaire

fluage secondaire

fluage primaire

rupture

2

1 fluage primaire

0

t Durée de chargement

Figure 5.15 : évolution de la déformation de fluage en fonction du temps, sous charge modérée (1) et sous charge intense (2) pouvant conduire à la rupture par fluage tertiaire. Le passage du fluage primaire au fluage secondaire dépend, d’une part, de l’intensité de la charge appliquée et, d’autre part, de la durée du chargement ou de la période d’observation.

Nous venons de voir que le comportement rhéologique des bétons sous charge semblait être du type viscoélastique vieillissant. Nous verrons (§ 6.2.1) que le traitement mathématique du caractère viscoélastique n’est aisé, pour le calcul des structures soumises à des histoires de chargement complexes, que dans le cas de la viscosité dite « linéaire ». La linéarité suppose, d’une part, que la réponse en déformation à un échelon de contrainte soit proportionnelle à l’intensité de cet échelon et d’autre part, que le principe de superposition soit vérifié, i.e. si l’on superpose deux histoires de sollicitations, la réponse est la superposition des réponses. Qu’en est-il de ces deux principes pour le béton ? Acker et Barral [ACK 83] ont confirmé (figure 5.16) que la proportionnalité de la déformation à la contrainte appliquée était respectée tant que la contrainte appliquée ne dépassait pas 40 % à 50 % de la charge de rupture. La valeur exacte de ce seuil dépend de l’âge du béton au chargement et augmente avec celui-ci.

189


Déformation différée totale

H(t) 0

Domaine de proportionnalité

00

00

h

s5

rè

ap

0 s1

Domaine de rupture

0h

00

rè

ap

ès apr

Retrait pur

00

10

h

^ 0

Contrainte appliquée

V0/Vrupture

0,1

0,2

0,3

0,4

0,5

0,6

0,7

0,8

Figure 5.16 : déformation différée totale en fonction de la contrainte permanente appliquée à différentes échéances : la linéarité est admissible jusqu’à environ 0,5 σ rupture [ACK 83].

Le domaine de linéarité des bétons à hautes performances paraît être plus important que celui des bétons ordinaires. Cette linéarité se poursuivrait jusqu’à des taux de contraintes voisins de 60 % à 70 % même pour des bétons chargés aux jeunes âges. On verra, ci-dessous lors de l’étude de la recouvrance, que ce principe de superposition est caduque dans le cas de déchargements. Tant que le chargement stationnaire est modéré, environ 50 % de la charge de rupture en compression, la déformation de fluage est proportionnelle à la contrainte permanente appliquée. Pour l’Eurocode 2 la valeur limite est de 45 %.

4.1.2. Les conditions d’ambiance, d’environnement et d’effet d’échelle Pour la partie endogène du fluage seule la température peut avoir une influence. Dans des gammes de températures « normales » d’utilisation, 15 à 25 °C, l’effet de la température ne sera pas prépondérant. Ce n’est que dans les cas extrêmes de températures élevées (> 30 °C) qu’il faut prendre en compte l’effet amplificateur de la température sur le fluage. Pour le fluage total en dessiccation les conditions d’ambiance jouent à plein à cause de la possibilité des échanges hydriques.

190

Retrait et fluage

Une expérience intéressante pour mettre en évidence l’influence des conditions d’ambiance consiste à comparer les déformations différées totales en fluage de deux éprouvettes, d’un même béton, dont l’une a été préalablement séchée afin d’évacuer toute l’eau libre. On s’aperçoit alors que cette dernière présente un fluage négligeable (10 µm/m) par rapport à l’éprouvette non prétraitée (300 µm/m). Si la baisse du taux d’humidité relative a une grande influence sur la cinétique du retrait elle est moins prépondérante dans le cas du fluage tout au moins dans des cas courants de dessiccation (HR = 50 % et 75 %). L’humidification du béton (HR = 99 % et 100 %) réduit, pour sa part, très fortement la cinétique de fluage. Par contre, en ce qui concerne l’amplitude du fluage final, l’hygrométrie relative a une influence très nette (figure 5.17).

1,8

Fluage HR/fluage 75 %

1,6 1,4 1,2 1,0 0,8 0,6 0,4 0,2

0

50

75

99

Humidité relative (HR)

Figure 5.17 : rapport entre le fluage sous hygrométrie HR variable et le fluage sous une hygrométrie de 75 %, courante en France métropolitaine. On peut atteindre un facteur 3 [CEB 90].

L’effet d’échelle traduit l’influence de la dimension de la structure par rapport à ses possibilités d’échange avec le milieu extérieur. Il est généralement caractérisé par le rapport de la section de béton A par le périmètre de cette section u en contact avec l’ambiance. D’après Hilsdorf [CEB 90] la déformation de fluage serait d’autant plus faible que l’épaisseur est importante. Elle chuterait en moyenne de 25 % entre des pièces fines (A/u = 50 mm) et celles très épaisses (A/u = 500 mm).

191


L’âge au chargement n’a pas d’influence apparente sur la cinétique de fluage. Le fluage final, par contre, sera grandement modifié. Ainsi, si l’on prend pour référence un chargement à 14 jours, un chargement à 3 jours verra le fluage final multiplié par 1,3, un chargement à 90 jours par 0,8 et à 3 ans par 0,2 (ordre de grandeur pour des éprouvette de A/u entre 20 et 50 mm, une humidité relative de 50 à 70 %). Il y a un couplage des effets de température et d’hygrométrie relative [CEB 90]. En conclusion nous pouvons dire que ces conditions d’environnement ont, pour la plupart, tant pour les retraits que les fluages une importance notable. Elles doivent donc être prises en compte dans les lois du comportement différé proposées par les codes. Le tableau 5.2 récapitule de manière qualitative l’influence des divers paramètres. Tableau 5.2 : influence de différents facteurs sur le retrait et le fluage Retrait Endogène

Fluage Dessiccation

Endogène

Dessiccation

Cinétique

Final

Cinétique

Final

Cinétique

Final

Cinétique

Final

Humidité relative

0

0

+

++

0

0

+

++

Effet d’échelle

0

0

++

+

0

0

++

+

Âge au chargement

0

0

=

=

++

++

=

++

Température

+

+

+(*)

++(*)

+(*)

+(*)

++(*)

++(*)

+ + Grande Influence, + Influence notable, = peu ou pas d’influence, 0 non concerné. (*) Pour des températures très élevées

4.1.3. Les paramètres de composition des bétons courants Ces paramètres de composition ne sont généralement pas pris en compte dans les calculs des projets de structure car l’ingénieur ignore, lorsqu’il conçoit son ouvrage, la composition du béton qui sera utilisée. Il se raccroche, sauf exception, à une seule variable qui est la résistance caractéristique en compression à 28 jours (fc28). Nous allons voir ci-après que ces facteurs de composition sont, néanmoins, influents et peuvent guider le projeteur, lorsqu’il a la maîtrise de la composition, afin d’obtenir un meilleur béton vis-à-vis des déformations différées potentielles. De telles approches ont été utilisées récemment, notamment dans le cas d’ouvrages en bétons à hautes performances.

192

Retrait et fluage

Plus le volume relatif des granulats est grand, plus le fluage est faible (comme nous l’avons illustré pour le retrait). Mais tout doit être relativisé car la marge de fluctuation de la quantité de granulats dont l’ingénieur dispose pour réaliser un bon béton de structure n’est pas très grande. On peut retenir comme ordre de grandeur que passer de 65 à 75 % de granulats en volume amène une diminution de fluage de 10 %. De par la grande variété des granulats utilisés en génie civil, variété liée à leur nature minéralogique et qui a des conséquences à la fois mécaniques (rigidité variable) et physiques (porosités différentes), il est, à l’heure actuelle, très difficile de tirer des conclusions sur l’effet des granulats. Toutefois, il faut signaler que l’influence de la nature des granulats est très nette, les déformations de fluage peuvent être, pour des bétons de compositions semblables, mais de granulats différents dans un rapport de 2, voire de 5 pour certains auteurs. D’après Rusch cité par Neville [NEV 96] l’ordre de qualité décroissante pour les granulats vis-à-vis du fluage du béton serait le basalte, le quartz, le marbre, le granit puis le grès (la figure 5.18 donne un exemple de ces variations). Mais cet ordre n’est valable que pour la variété des matériaux qu’il a effectivement testée. En effet on peut trouver deux granulats de même nature minéralogique entraînant des comportements totalement différents [CUB 96]. 10–4

Déformation de fluage

16 grès basalte gravier 12 granit quartz calcaire 8

4

0 10

28

jours

90

1

2

5

10

20 30

années Durée de chargement

Figure 5.18 : déformation de fluage en fonction du temps pour divers types de granulats. Ce diagramme montre toute l’importance du choix du granulat pour optimiser le comportement, d’après [NEV 96]. La déformation finale de fluage serait 4 fois plus forte pour des bétons de granulats de grès que pour ceux de calcaire. L’ordre décroissant de performance vis-à-vis du fluage étant, pour ces granulats testés, le grès, le basalte, les granulats roulés, le granit, le quartz et le calcaire.

193


Fonction fluage (10–4/MPa)

La figure 5.19 (travaux de Hummel et al. cité par [CEB 90]) traduit nettement la liaison entre la déformation totale de fluage, la cinétique et la résistance en compression du béton. On peut imaginer de faire abstraction des autres paramètres de composition des bétons (rapport E/C, nature du ciment, etc.) pour ne conserver que ce paramètre traduisant le fluage de la composition utilisée.

2

19 MPa 26,9 MPa 35,3 MPa

1

43,1 MPa

Jours

0 1

10

102

103

104

Durée de chargement

Figure 5.19 : valeur de la fonction fluage (ou fluage spécifique) en fonction de la durée de chargement pour des bétons de résistance croissante, d’après [CEB 90]. La fonction fluage est le coefficient multiplicateur de la contrainte appliquée pour obtenir la déformation différée de fluage. On constate que ce coefficient décroît de manière importante avec la résistance du béton.

Nous avons vu lors de l’étude sur le retrait que le rapport E/C avait une grande importance sur l’intensité de la déformation différée. Il en est de même pour le fluage. Comme pour le retrait, les bétons fermes (de rapport E/C réduit) présentent un fluage de dessiccation plus modéré. La nature du ciment a une influence minime sur la valeur finale du fluage qui diminue très légèrement avec les ciments de type R. C’est donc un comportement inversé par rapport au retrait. Cependant, le type de ciment influe sur la valeur finale du fluage à cause du degré d’hydratation au moment d’application de la charge. L’influence de la nature du ciment est forte pour les bétons chargés jeunes alors que pour les bétons chargés plus tard l’influence s’atténue. En conclusion, on peut constater que les paramètres de composition influencent la valeur finale du fluage. Toutefois, ils ne peuvent pas être pris en compte par le calculateur qui n’en est pas maître (du moins c’est encore exceptionnel). C’est pourquoi nous verrons que les codes font généralement l’impasse sur ces paramètres lors de l’établissement de leur modèle de retrait et de fluage. Toutefois, si le nombre d’ouvrages pour lesquels le projeteur ou le concepteur pense à utiliser

194

Retrait et fluage

les potentialités des bétons et l’intègre à sa démarche est encore faible, celui-ci croît très vite car il s’agit d’une voie de progrès de plus en plus utilisée. Les paramètres de composition influencent grandement l’amplitude du fluage, l’utilisation de certains granulats peut multiplier la déformation différée par 2 voire 3, la nature du ciment influe sur le comportement des bétons chargés jeunes.

Cas des bétons à hautes performances Les bétons à hautes performances (BHP) sont une amélioration des bétons ordinaires obtenue par l’utilisation d’un superplastifiant couplée ou non avec celle de fumée de silice (FS). Le but principal de ces ajouts est d’obtenir, in fine, un béton moins poreux donc plus résistant. L’utilisation des superplastifiants permet de réduire la quantité d’eau utilisée lors du gâchage, le rapport E/C peut descendre de valeurs voisines de 0,5 à des valeurs voisines de 0,35. On voit, dès lors, toutes les conséquences que cela pourra avoir sur les phénomènes de retrait et de fluage tant ceux-ci sont intimement liés aux migrations d’eau. L’utilisation de fumée de silice, particules très fines de l’ordre du micromètre, permet de diminuer encore la porosité du béton entraînant d’autres modifications du comportement différé. Nous passons en revue, ci-après, l’influence des principaux paramètres qui distinguent les bétons courants des BHP du point de vue du fluage. Le fluage propre, en dehors du cas de chargement au très jeune âge, dépend principalement de la résistance du béton au moment du chargement, la déformation de fluage décroissant en fonction de cette résistance. Cette observation montre que deux bétons de résistance finale différente devraient présenter un même coefficient de fluage (qui est défini comme le rapport entre la déformation différée et la déformation instantanée) si leur résistance au moment du chargement est identique même si leur âge est différent. La vitesse de développement du fluage propre est beaucoup plus grande pour les BHP que pour les bétons ordinaires. La stabilisation est, dès lors, plus rapide. Le coefficient de fluage est très élevé pour des bétons chargés dès les premiers jours du durcissement Les BHP chargés très jeunes auront donc un fluage final du même ordre de grandeur que celui d’un béton ordinaire. Le fluage de dessiccation est, généralement atténué pour des bétons à hautes performances. L’utilisation de fumée de silice augmente encore cette atténuation. Comme nous avons vu au départ que le fluage propre diminuait comme la résistance pour des bétons chargés à des âges supérieurs à 3 jours, comme la résistan-

195


ce, on peut donc affirmer que les BHP présentent en dessiccation des fluages totaux beaucoup plus faibles que les bétons courants. Cette diminution du fluage de dessiccation est intéressante pour des pièces massives, et surtout pour des ouvrages à zones d’épaisseurs différentes, car elle va atténuer grandement l’effet d’échelle. Pour les BHP, la vitesse de développement du fluage propre est beaucoup plus grande que pour les bétons courants, la stabilisation étant, dès lors, plus rapide. Le fluage de dessiccation est très atténué, l’utilisation de fumée de silice augmente encore cette atténuation.

Cas des bétons autoplaçants (BAP) Les résultats du projet national BAP ont montré que ces bétons n’avaient pas une sensibilité particulière vis-à-vis des déformations différées. Ils se comportent donc comme les autres bétons.

4.2. La recouvrance Si l’on cesse l’application de la charge stationnaire (le programme de chargement est dit alors en créneau) on constate que, d’une part, il y a diminution instantanée de la déformation du matériau due à son élasticité et, d’autre part, cette diminution peut se poursuivre dans le temps avec plus ou moins d’intensité. Ces déformations correspondent à la recouvrance instantanée et différée (figure 5.20). H

V

1

V0

2 3 0

u0

u1

t

0

u0

u1

t

1 - Recouvrance instantanée 2 - Recouvrance différée 3 - Déformation résiduelle

Figure 5.20 : effet d’un « créneau » de contrainte, mise en évidence de la recouvrance.

La recouvrance, appelée aussi retour de fluage dépend principalement de la durée d’application du créneau de contrainte, c’est un couplage de la viscoélacticité du matériau et de son vieillissement. Ce n’est donc pas une donnée caractéristique. Des expériences d’additivité permettent de déterminer la validité du principe de superposition. Il s’agit, ainsi que l’a réalisé Drackey-Lawson [DRA 82], de comparer l’évolution rhéologique de plusieurs éprouvettes chargées à l’origine unifor-

196

Retrait et fluage

mément puis ensuite soumises à l’instant t1 à des échelons de contraintes différents proportionnels entre eux, positifs ou négatifs. Si la proportionnalité est vérifiée, la réponse en déformation doit être identique pour tous les échelons de contrainte de même intensité qu’ils soient positifs ou négatifs. Or il s’avère que si la proportionnalité est bien vérifiée pour des échelons proportionnels positifs, il n’en est rien dans le cas d’échelons proportionnels négatifs i.e. dans le cas d’une expérience de recouvrance partielle (figure 5.21). Le comportement au déchargement d’un béton n’est donc pas symétrique de celui qu’il aurait pour un chargement de même intensité. Le principe de superposition est dans ce cas pris en défaut. Contraintes

Déformations (retrait réduit) H (μ/m)

V (MPa)

E1

1 000 15 11,25 7,50 3,75 0

E1

800

E2

600

E3

400

E4

200

E5

0

72

E2 E3 E4 E5

272

472

672

872 1 072 1 272

Âge (heures)

Figure 5.21 : cinq bétons ont été soumis initialement à un palier de charge commun E3 ensuite de quoi 2 ont subi des échelons de contrainte positifs E2 et E1, et 2 négatifs E4 et E5, E5 amenant au déchargement complet. Les échelons de contraintes étant tous égaux en valeur absolue. Pour les échelons de contrainte positifs la réponse en déformation est proportionnelle. On constate, a contrario, que les réponses en déformation pour les échelons négatifs ne suivent plus le principe de proportionnalité.

Dans le cas d’histoires de chargement comprenant des chutes instantanées de contrainte d’amplitude significative, le principe de superposition – et, partant, le modèle viscoélastique linéaire (VEL) – est fortement mis en défaut. Dans le cas contraire (faibles variations de la compression, variations continues toujours croissantes), le principe et le modèle VEL conduisent à des erreurs limitées généralement acceptables. Pour des échelons de contrainte négatifs (déchargements) la réponse en retour de fluage n’est plus linéaire en fonction de l’échelon de contrainte.

197


4.3. Les comportements en traction, flexion, torsion Il existe dans la littérature très peu de résultats concernant le fluage sous des charges autres que la compression uniaxiale. Certains ordres de grandeur sont toutefois avancés sans qu’ils soient parfaitement étayés. Ainsi le fluage en traction serait, à charge égale, plus élevé de 20 % à 30% que celui en compression. Cet écart serait fonction de l’âge au chargement et de l’ambiance de conservation. Le fluage initial serait plus faible en traction qu’en compression (ainsi que les déformations instantanées), inversement la vitesse de fluage est ensuite plus rapide et le fluage final est plus important qu’en compression [ATR 05]. En flexion, si certains essais ont été effectués, ils n’ont pu être interprétés de manière satisfaisante, compte tenu des effets de la fissuration de peau sur le mécanisme de déformation puis de rupture, rapide, des éprouvettes. En torsion, Neville [NEV 96] cite les essais déjà anciens de Le Camus de 1945 et ceux de Lambotte de 1962. D’après ces auteurs, les résultats obtenus en compression sur le coefficient de fluage et la cinétique du phénomène seraient transposables en torsion. Sous sollicitations multiaxiales, on peut interpréter les déformations à l’aide d’un coefficient de Poisson de fluage. Les résultats expérimentaux montrent toutefois que ce coefficient de Poisson est différent du coefficient élastique et qu’il présente une grande dispersion [BEN 02]. Et pourtant il joue un rôle important dans le comportement de structures précontraintes biaxialement comme les enceintes de centrales nucléaires [GRA 93].

4.4. Le couplage retrait-fluage On peut se poser la question de la pertinence du découpage arbitraire de la déformation totale différée sous charge en déformation de retrait, d’une part, et fluage de l’autre. Déjà, en 1957, Lhermitte se posait la question de l’indépendance des phénomènes de retrait et fluage. De nombreux travaux ont mis en évidence les relations qui pouvaient exister entre ces deux déformations. Ainsi, si l’on reporte les déformations totales d’un béton sous charge en fonction de la déformation de retrait, on peut scinder le comportement différé en trois zones (figure 5.22) : – la phase 1, de courte durée (quelques jours), proportionnelle à la déformation élastique instantanée qui est en réalité, pour certains auteurs, une réponse élastique différée ; – la phase 2, de très longue durée et qui représente la plus grande partie de la déformation différée dans laquelle il existe une linéarité entre les déformations sous charge et les déformations de retrait ;

198

Retrait et fluage

– et, enfin, une phase 3 qui traduit le comportement à très long terme et qui n’est visible que pour des taux de charge importants. Cette phase 3 n’est en aucun cas un fluage tertiaire, elle signifie simplement que la déformation sous charge continue de progresser alors que celle de retrait s’arrête faute d’un potentiel interne trop faible. Cette décomposition est validée aussi bien pour les déformations totales que pour le conditionnement sans échange hydrique. 3 500

Déformation sous charge (1.e-6)

3 000 2 500 2 000 1 500

B1 B2 B3 B4 B5 B6

1 000 500 Déformation de retrait (1.e-6) 0

0

100

200

300

400

500

600

700

800

Figure 5.22 : relation entre déformations sous charge et déformations de retrait en mode séchage [PON 03].

La première phase de comportement sous charge présente une similitude avec les déformations de recouvrance ce qui tend à indiquer son caractère réversible. Ces déformations suggèrent un mécanisme diffusif de l’eau libre dans les espaces capillaires induit et amplifié par l’application de la contrainte due au chargement. La seconde phase peut s’expliquer en assimilant le retrait à un fluage sous contrainte hydrique. Acker [ACK 01] a montré que le fluage, dans sa partie visqueuse, ne dépend que des C-S-H. La partie réversible est due à l’élasticité des autres constituants. Il a introduit la notion de « potentiel de fluage ». Ce potentiel est une donnée intrinsèque au matériau une fois que celui-ci est fabriqué. Il est fonction des C-S-H. Mais, ce potentiel peut être consommé par le retrait qui est considéré comme un fluage sous charge hydrique. C’est pour cette raison qu’à même taux de chargement, l’âge de mise en charge influe : plus on repousse la date de chargement, moins les déformations de fluage seront importantes. En fait, cela traduit le fait que le béton aura épuisé un peu de son « potentiel », puisque le retrait aura été plus grand.

199


Les déformations de retrait et celles de fluage ont, pour partie, la même origine physique, c’est pour cela que certains modèles réglementaires (i.e. l’Eurocode 2 partie ponts [EC2 04-2]) proposent de déduire les unes des autres (fluage de dessiccation exprimé en fonction du retrait de dessiccation).

5. MÉTHODOLOGIE DES ESSAIS DE FLUAGE ET DE RETRAIT Les résultats expérimentaux sur le retrait et le fluage du béton que l’on peut trouver dans la documentation sont souvent difficiles à analyser comparativement car les protocoles expérimentaux sont très diversifiés. Les effets d’échelle, d’environnement, etc. étant très importants, il convient d’essayer de normaliser ce type d’essais si l’on veut pouvoir atteindre les caractéristiques intrinsèques. Nous détaillons ci-après la méthode expérimentale recommandée par la Rilem [RIL 97]. Dans la recommandation de la Rilem on distingue, comme détaillé précédemment, les déformations endogènes, sans échange hydrique avec le milieu ambiant, et celles en dessiccation conventionnellement mesurées à une température de 20 °C ± 1 °C et à une humidité relative de 50 ± 5 % ou bien de 25 °C ± 1 °C et à une humidité relative de 65 ± 3 % L’appareillage doit être capable d’appliquer une compression centrée et de la maintenir constante dans le temps. Le maintien de la charge doit se faire à ± 1 % près. Les mesures de retrait et de fluage doivent être effectuées avec le même appareillage à mi-hauteur de l’échantillon et sur au moins trois génératrices. La distance entre les points de mesure et les extrémités de l’échantillon doit être supérieure à 2 fois le diamètre de l’éprouvette. Les éprouvettes doivent être cylindriques Les éprouvettes doivent avoir un élancement (rapport de leur hauteur à leur diamètre) de 5 au minimum et être les mêmes pour les mesures de retrait ou de fluage. Elles doivent être coulées dans des moules métalliques ou carottées. Leur diamètre doit être supérieur à 5 fois la dimension du plus gros granulat. Les conditions de cure préconisées sont : maintien 24 à 48 h dans leur moule à 20 °C ± 1 °C (ou 25 °C) dans une chambre humide ou protégées par une enveloppe protectrice (polyane, aluminium autocollant etc.). Les essais sont effectués, comme précédemment décrit, soit en « endogène », il est nécessaire alors d’isoler les éprouvettes en les enduisant de résine ou en les enveloppant de papier d’aluminium autocollant dès le démoulage, soit en dessiccation, les éprouvettes sont alors conservées 7 jours en chambre humide après démoulage puis mises dans leur ambiance de dessiccation (HR = 50 % ± 5, T = 20 °C ± 1 °C).

200

Retrait et fluage

La mise en place des moyens de mesure doit être rapide pour éviter toute perturbation de l’équilibre hygrothermique de l’éprouvette. La première mesure de retrait sera généralement effectuée immédiatement après le moulage. On utilisera trois échantillons pour mesurer la résistance en compression au jour de l’application de la contrainte de fluage. Si l’appareillage de fluage n’est pas équipé pour mesurer les déformations instantanées ces trois éprouvettes serviront aussi à déterminer le module d’élasticité du béton. Les mesures après le chargement de fluage doivent être très rapprochées : durant le début du chargement stationnaire, on pourra adopter une échelle de temps logarithmique (par exemple 0,5 ; 1 ; 2 ; 4 min, puis 1, 2, 4, 2n jours). On doit également effectuer des mesures de perte en eau pour les essais de retrait et de fluage en dessiccation. Les dimensions des éprouvettes recommandés sont : diamètre 7,5 ; 10 ; 15 ; 20 cm et longueur 37,5 ; 50 ; 75 ; 100 cm. L’âge d’exposition au séchage peut être de 1, 3, 7, ou 14 jours. Les âges recommandés pour le chargement sont 1, 3, 7, 28, 90, jours et 1 an, la contrainte de compression σ = k.σR, ou σR est la résistance en compression à l’âge du chargement, avec k = 0,20 ; 0,40 ; 0,60. Les valeurs en italique sont les plus usuelles. La durée des essais comparatifs est de 6 mois en endogène et n ans en dessiccation avec n = (d/0,16)2, où d représente le diamètre en mètre. Pour une extrapolation à long terme 1 an en endogène et 2n années en dessiccation. Les bâtis d’essais peuvent être munis de ressorts, de systèmes oléopneumatiques ou de systèmes hydrauliques. Il est à noter que les mesures des déformations différées des bétons, retraits et fluages, présentent généralement des dispersions importantes. La dispersion estimée par rapport aux valeurs habituelles déterminées à partir des règlements est de +/– 30 %. Sur un même béton les mesures présentent, malgré tous les soins apportés à la réalisation des manipulations des variations de l’ordre de +/– 10 %. Une méthode d’estimation statistique peut être utilisée [CLE 01].

201


Figure 5.23 : batterie de bancs de fluage hydrauliques de 1 000 kN (LMDC). Ces trente bancs de fluage alimentés séparément par des vérins hydrauliques permettent sur le même bâti de superposer une éprouvette soumise à la dessiccation (elle est à l’ambiance de la pièce régulée en humidité et en température) et une éprouvette en condition endogène car enveloppée d’une double couche de papier aluminium l’isolant de tout échange. Les deux éprouvettes sont donc soumises à une histoire de chargement strictement identique.

6. PRISE EN COMPTE DANS LE DIMENSIONNEMENT DES STRUCTURES 6.1. Les conséquences du fluage (comportement des grands ouvrages au fluage, pertes de précontrainte, redistribution des efforts) Depuis le sauvetage par Freyssinet en 1912 du pont sur le Veurdre, nous savons qu’une mauvaise estimation du fluage du béton peut conduire à de gros problèmes: flèches importantes et pertes de précontraintes, nécessitant une surveillance des ouvrages, des réparations, voire un remplacement. En effet, dans les ouvrages hyperstatiques construits par encorbellement, il y a redistribution des efforts de flexion dus aux déformations de fluage du béton. Si pour les poutres continues, ce phénomène est maintenant bien maîtrisé, sa prédiction reste plus difficile pour le cas des poutres cantilever ou des ponts articulés [MAT 79, KRE 98]. On citera l’exemple du pont de Savines, achevé en 1960, construit par encorbellements successifs et articulé en clé : sa chaussée a due être reprofilée compte tenu des flèches constatées (plus de 120 cm). Et ce problème peut se rencontrer sur des ponts récents comme le pont de Cheviré qui comprend une travée

202

Retrait et fluage

centrale en acier supportée par deux fléaux en béton précontraint et qui présentent un fluage inhabituel [SET 04]. Un autre type de structure sensible au fluage est constitué par les enceintes de confinement des centrales nucléaires. En effet, l’enceinte interne de ces centrales est constituée de béton précontraint biaxialement (figure 5.24). La précontrainte est dimensionnée afin que, en cas d’accident et de montée en pression de l’enceinte, le béton en zone courante reste comprimé et que le niveau d’étanchéité de l’enceinte soit préservé. Cette propriété est mesurée régulièrement et est une condition sine qua non au redémarrage des centrales. On voit donc ici l’intérêt d’une modélisation correcte du phénomène.

Figure 5.24 : schéma de principe de la précontrainte dans une enceinte de centrale nucléaire [GRA 96].

Les déformations de fluage entraînent, dans le cas des structures isostatiques, des déformations différées, notamment des flèches, particulièrement dans le cas des consoles, qui peuvent être incompatibles avec le bon fonctionnement en service des ouvrages. Dans le cas de structures précontraintes ces déformations génèrent des chutes dans la tension des câbles très importantes. Dans le cas des structures hyperstatiques, surtout celles dont le phasage de construction est complexe, le fluage va provoquer des redistributions d’efforts dont l’évaluation est indispensable sous peine de mettre en péril la sécurité de l’ouvrage. Il faut donc pouvoir proposer au calculateur des modèles reposant sur des hypothèses de comportement différé du matériau aussi proche que possible de la réalité.

6.2. La modélisation Nous avons vu aux paragraphes 4.1 et 4.2 que, si l’on fait abstraction du phénomène de retour de fluage, le béton avait un comportement viscoélastique vieillissant. Intéressons-nous au modèle correspondant.

203


6.2.1. Les modèles viscoélastiques linéaires sans et avec vieillissement La loi de comportement d’un matériau exprime la relation entre l’histoire des contraintes et celle des déformations. Dans le cas d’une expérience de retard telle que celle du fluage précédemment décrite pour le béton qui est un matériau héréditaire dont la réponse est fonction de son histoire antérieure (principe de causalité), l’évolution de la déformation ε(t) est une fonctionnelle de σ0, u0, et t. Cette fonctionnelle est très difficile à caractériser dans le cas le plus général : elle doit être vraie pour tous les types d’histoire de sollicitations possibles. Dans un ouvrage d’art, par exemple, le phasage de la construction induit une histoire très complexe. Il existe pourtant un cas où la complication est réduite c’est celui de la fonctionnelle linéaire i.e. qui répond au principe de Boltzmann. Cette fonctionnelle est linéaire, si et seulement si, lorsqu’on a deux histoires de t

t

chargement [ σ 1 ( u ) ] – ∞ et [ σ 2 ( u ) ] – ∞ auxquelles correspondent deux histoires de déformation

t

[ ε 1 ( u ) ] –∞

et

t

[ ε 2 ( u ) ] –∞ ,

[ σ ( u ) ] = a [ σ 1 ( u ) ] + b [ σ 2 ( u ) ] correspond

à

l’histoire

l’histoire

de de

chargement déformation

ε ( t ) = a [ ε 1 ( t ) ] + b [ ε 2 ( t ) ] = aF [ σ 1 ( u ) ] + bF [ σ 2 ( u ) ] . On peut noter que l’on a aussi F [aσ1(u)] = aF [σ1(u)]. Par une généralisation on peut passer à une formulation par intégrale. D’après le principe de superposition de Boltzmann nous pouvons écrire : ε(t) =

t

∫–∞ J ( t, u )dσ ( u ) + ∑ J ( t, u )Δσi

Ici J(t,u) est la « fonction retard » ou « fonction fluage », sa fonction duale, correspondant au phénomène de relaxation est notée R(t,u). On a ici affaire à une superposition d’échelons infinitésimaux dσ(u).H(t – u) et d’échelons finis ΔσiH(t – ui). On peut aussi dans ce cas linéaire utiliser la transformation de Laplace-Carlson. En fait, le plus grand intérêt du modèle linéaire est qu’il est entièrement défini par le noyau de la fonctionnelle que l’on nomme aussi « noyau de fluage ». Ce noyau de fluage se réduit, dans le cas non vieillissant, à une simple fonction Φ(t – u) et dans le cas vieillissant a une fonction de deux variables Φ(t,u). Dans le cas non vieillissant, il suffit d’un seul essai de fluage pour caractériser entièrement ce modèle; dans le cas vieillissant il est nécessaire de connaître les lois de comportement pour différents âges au chargement u. On aura du point de vue formulation :

204

Retrait et fluage

ε(t) =

t

∫0

J ( t – u )dσ ( u )

et

σ(t) =

t

∫0 R ( t – u )dε ( u )

en viscoélasticité linéaire sans vieillissement, et ε(t) =

t

∫0 J ( t, u )dσ ( u )

et

σ(t) =

t

∫0 R ( t, u )dε ( u )

en viscoélasticité linéaire avec vieillissement. Compte tenu du comportement expérimental du béton décrit précédemment, celui-ci est viscoélastique vieillissant, il ne pourrait être considéré comme non vieillissant que dans le cas d’un chargement à un âge élevé. De plus, si nous avons vu que l’hypothèse de linéarité entre la déformation différée et la contrainte appliquée pouvait être raisonnablement admise pour des bétons chargés à moins de 50 % de la charge de rupture, ce qui est souvent le cas, par contre elle n’était pas vérifiée lors des déchargements. L’application au béton du formalisme de la viscoélasticité linéaire avec ou sans vieillissement donnera, sauf cas très particuliers, des résultats approchés du comportement réel du béton. Toutefois, les modèles actuels les plus courants sont, pour des raisons évidentes de simplification, du type linéaire.

6.2.2. Problèmes numériques liés aux chargements complexes Le principe de superposition est extrêmement simple dans sa formulation et ne présente pas de problème conceptuel. La difficulté réside plutôt dans son application à des cas réels pour lesquels les contraintes varient en permanence et en tous points, ne serait-ce qu’à cause du fluage lui-même. La figure 5.25 présente un de ces cas : il s’agit des contraintes dans un pont en béton précontraint construit par encorbellements successifs. On peut y constater des variations importantes des contraintes en tous points. Pour calculer le fluage grâce au principe de superposition, il faudra garder en mémoire toute l’histoire des contraintes en tous points, ce qui est très pénalisant. De plus des problèmes de convergence peuvent apparaître [ACK 89].

205


Contrainte de compression (MPa)

B

10

A

C B

D

D

5

C

A 0 4

10

20

40

100

200

400

1000

4 000

Âge du béton (j)

Figure 5.25 : exemple de l’histoire des contraintes dans un pont construit par encorbellement [ACK 89]. Les courbes A, B, C et D représentent l’évolution de la contrainte de compression dans le béton aux points indiqués sur le schéma de situation en fonction de l’âge du béton en ces points, les discontinuités résultent de la cinématique de réalisation de l’ouvrage (mises en précontraintes successives, clavages etc.).

Cette limitation peut être dépassée en décomposant la complaisance de fluage en une série de Dirichlet (association en série d’éléments de Kelvin-Voigt, soit un ressort en parallèle avec un amortisseur) : n

J ( t, τ ) = J 1 +

∑ Js [ 1 – exp ( –λs ( t – τ ) ) ] s=2

Cette méthode respecte le principe de superposition et ne nécessite pas de stocker toute l’histoire des sollicitations, l’état de déformation de chaque élément étant suffisant pour représenter cette histoire [BAZ 82, GRA 97, BEN 05].

6.2.3. Le modèle incrémental L’application du principe de superposition lors d’un déchargement conduit à une déformation de retour de fluage beaucoup trop importante par rapport aux observations expérimentales. Bien sûr, on pourrait imaginer avoir une fonction de complaisance de déchargement différente de celle du chargement. Mais ceci violerait le principe de superposition et l’application de cette méthode à une succession de charges-décharges conduirait à des résultats erronés.

206

Retrait et fluage

C’est pourquoi a été développé la méthode du temps équivalent [ACK 89] ou modèle incrémental [ACK 92]. Supposons que nous ayons un chargement constitué de deux paliers de contraintes σ1 appliquée à l’instant τ1 et σ2 à l’instant τ2. La ϕ ( t, τ eq ) fl déformation de fluage, pour un instant t > τ2 sera ε ( t ) = --------------------- σ 2 où τeq est E ( τ eq ) ϕ ( τ 2, τ 1 ) ϕ ( τ 2, τ eq ) fl le temps équivalent tel que ε ( t eq ) = ------------------------ σ 2 = ---------------------- σ 1 . E ( τ eq ) E ( τ1 ) La déformation de fluage du béton est celle qu’elle aurait pu être si l’on avait chargé le béton directement avec la contrainte σ2 à un instant τeq. L’évolution de la déformation de fluage ne dépend alors que de cette unique variable et de l’état de contrainte et de déformation à l’instant τ2. La méthode du temps équivalent présente bien sûr aussi des défauts. Lors d’une décharge totale ou au moins importante, il peut ne pas y avoir de temps équivalent solution. Dans ce cas là, la méthode initiale prévoyait un retour de fluage nul, ce qui n’est pas la réalité non plus. Une amélioration de la méthode est possible en utilisant des résultats d’essais de recouvrance pour compléter l’espace des solutions [ACK 92]. La méthode du temps équivalent consiste à substituer à une histoire de chargement complexe et non modélisable simplement un temps de chargement équivalent tel que le béton aurait, à cet instant donné, la même déformation différée que s’il avait été soumis à un chargement d’intensité constante égale au chargement présent.

6.3. Les déformations différées dans l’Eurocode 2, EC2 [EC2 04-1], norme NF EN 1992-1-1 6.3.1. Le retrait Pour le retrait du béton durci, ce code distingue, à la différence des anciens règlements pour les bétons ordinaires, le retrait endogène en l’absence d’échanges hydriques avec l’atmosphère (ou autodessiccation) εca(t) du retrait de dessiccation (ou de séchage) εcd(t). Le retrait total εcs(t) sera, par hypothèse, la somme des deux εcs (t) = εca (t) + εcd (t). Nous avons vu au paragraphe 4 la variété des facteurs pouvant influencer le retrait. L’EC2, pour l’estimation du retrait d’autodessiccation prend en compte la nature du ciment employé (s) et la résistance mécanique du béton à 28 jours (fcm): ε ca ( t ) = ε ca ( ∞ )β as ( t )

207


avec ε ca ( ∞ ) = 2 ,5 ( f ck – 10 ) ⋅ 10

–6

et β as ( t ) = 1 – exp ( – 0 ,2t

0 ,5

).

Le retrait de séchage est, de plus, fonction de la géométrie de la pièce (h0) et de l’humidité relative de l’environnement (RH) : ε cd ( t ) = ε cd, 0 β ds ( t – t s )k h . f cm ⎞ ⎛ –6 ε cd, 0 = 0 ,85 ( ( 220 + 110α ds1 )exp ) ⎜ – α ds2 ----------⎟ 10 β RH étant le retrait de f ⎝ cm0⎠ référence. 3

Avec β RH = – 1 ,55 ( 1 – ( RH ⁄ RH 0 ) ) , ( t – ts ) la fonction β ds ( t, t s ) = ------------------------------------------3 0 ,04 h 0 + ( t – t s )

représente la cinétique et kh est

fonction de h0, rayon moyen : h0

kh

100

1,00

200

0,85

300

0,75

>500

0,70

Dans les formules précédentes: fcm0 = 10 MPa, αds1 et 2 coefficients dépendants de la nature du ciment: resp 3 (S) ; 4 (N) ; 6 (R); et 0,13 ; 0,12 ; 0,11 ; t âge du béton , ts âge de début de séchage ; RH humidité relative (RH0 = 100 %) ; h rayon moyen (mm) = 2Ac/u, avec Ac aire de la section droite et u périmètre en contact avec l’atmosphère. Simplification : on peut prendre dans le cas d’utilisation de ciments normaux les valeurs de εcd,0 données dans le tableau 5.3.

208

Retrait et fluage

Tableau 5.3 : retrait de référence en 10–3). Humidité relative (%)

fck/fck, cube (MPa)

20

40

60

80

90

100

20/25

0,62

0,58

0,49

0,30

0,17

0,00

40/50

0,48

0,46

0,38

0,24

0,13

0,00

60/75

0,38

0,36

0,30

0,19

0,10

0,00

80/95

0,30

0,28

0,24

0,15

0,08

0,00

90/105

0,27

0,25

0,21

0,13

0,07

0,00

On peut constater que l’amplitude du retrait de séchage décroît très fortement en fonction de la résistance du béton (elle est divisée par plus de 2) et que, bien évidemment elle est grandement dépendante de l’hygrométrie ambiante.

6.3.2. Le fluage L’Eurocode 2 permet d’obtenir le coefficient de fluage φ(t – t0) = εcc(t, t0)/εci(t0), rapport des déformations de fluage à l’instant t d’un béton chargé à t0 par rapport à la déformation initiale élastique. La déformation initiale élastique εci(t0) est le rapport entre la contrainte appliquée au béton σc et le module d’élasticité tangent du béton Ec qui peut être pris égal à 1,05 Ecm. Si l’on ne recherche pas une précision extrême l’EC 2 propose un abaque pour déterminer le coefficient de fluage (figure 5.26) Dans ce cas ne sont pris en compte que la résistance du béton, l’hygrométrie de l’ambiance pour RH = 0 ou 80 %, l’âge au chargement et le rayon moyen. Ainsi la déformation de fluage pour t = ∞ sera donnée par εcc(∞, t0) = ϕ(∞, t0) (σc/Ec).

209


t0 1

R

2

N

3

S

5

C20/25 C25/30 C30/37 C35/45 C40/40 C50/60 C60/75 C80/95

10 20 30

C45/55 C55/67 C70/85 C90/105

50 100 7,0

6,0

5,0

4,0

3,0

2,0

1,0

0

100

MW0) (a) Environnement intérieur : RH = 50 %

1

500

700

900 1 100 1 300 1 500

h0 (mm)

Note : – le point d'intersection des droites 4 et 5 peut également se situer au-dessus du point 1 ; – pout t0 > 100, il est suffisamment précis de supposer t0 = 100 (et d'utiliser la tangente).

4 5

300

3 2

1

t0 R

2 3

N S

5

C20/25 C25/30 C30/37 C35/45 C40/40 C50/60 C60/75 C80/95

10 20 30

C45/55 C55/67 C70/85 C90/105

50 100 6,0

5,0

4,0

3,0

2,0

1,0

0 100 300 500 700 900 1 100 1 300 1 500

MW0) (b) Environnement extérieur : RH = 80 %

h0 (mm)

Figure 5.26 : abaque pour la détermination du coefficient de fluage, d’après [EC2 04-1]. Sur le diagramme de gauche, en partant de t0 âge du béton lors du chargement on trace l’horizontale 1 qui coupe la courbe caractéristique du ciment employé (S lent, N, normal, R rapide). On trace ensuite la droite 2 reliant l’origine 0 à ce point d’intersection. On passe ensuite au diagramme de droite, partant du rayon moyen h0 on remonte verticalement par la droite 3 qui coupe la courbe caractéristique de la résistance du béton. À partir de ce point d’intersection on trace, vers le diagramme de gauche, l’horizontale 4 qui vient couper la droite 2 précédemment tracée. En redescendant verticalement à partir de ce point d’intersection par la droite 5, on coupe l’axe des abscisses en un point qui donne la valeur recherchée du coefficient de fluage ϕ(∞,t0).

Pour plus de précision, il convient de se reporter à l’annexe B de l’EC2.

210

Retrait et fluage

Dans ce cas des paramètres complémentaires sont pris en compte : l’humidité ambiante est prise à sa valeur réelle estimée , on prend en compte la maturité du béton au moment du chargement (β(t0)), les caractéristiques du ciment employé etc. φ ( t, t 0 ) = φ 0 β c ( t, t 0 ) où φ 0 = φ RH β ( f cm )β ( t 0 ) est le coefficient de fluage à long terme avec

⎛ 1 – RH ⁄ 100-⎞ φ RH = ⎜ 1 + ----------------------------⎟ ⎝ 0 ,1 3 h ⎠

pour fcm ≤ 35 MPa et

0

⎛ 1 – RH ⁄ 100 ⎞ φ RH = ⎜ 1 + ------------------------------ α 1⎟ α 2 pour fcm > 35 MPa, β ( f cm ) = 16 ,8 ⁄ ( f cm ) ⎝ ⎠ 0 ,1 3 h 0

2A tient compte de la résistance du béton, h 0 = --------c- est le rayon moyen de l’élément u en mm, avec Ac aire de la section droite et u périmètre en contact avec l’atmosphère. 0 ,2

β ( t 0 ) = 1 ⁄ ( 0 ,1 + t 0 ) tient compte de l’âge du béton au moment du chargement. 0 ,3 ( t – t0 ) β ( t, t 0 ) = -----------------------------donne l’évolution du fluage dans le temps. Il dé( βH + t – t0 )

pend de βH qui fait intervenir la résistance mécanique par le biais de α3 : βH = 1,5(1 + (0,012RH)18) h0 + 250 ≤ 1500 pour fcm ≥ 35 MPa; βH = 1,5(1 + (0,012RH)18) h0 + 250α3 ≤ 1500 α3 pour fcm ≤ 35 MPa. Les différents coefficients α dépendent de la résistance moyenne en compression 35 0 ,7 35 0 ,2 35 0 ,5 du béton à 28 jours fcm : α 1 = ------; α 2 = ------; α 3 = ------f cm f cm f cm L’influence du type de ciment et des conditions de maturation sur le coefficient de fluage peut être pris en compte en modifiant l’âge du chargement t0 par : ⎛ 9 ⎞α + 1⎟ ≥ 0 ,5 t 0 = t 0, T ⎜ -----------------⎝ 2 + t 1 ,2 ⎠ 0, T

n

avec, pour t ou t0, t T =

∑e

– ( 4000 ⁄ 273 + T ( Δt i ) ) – 13 ,65 )

⋅ Δt i avec t0,T âge du bé-

i=1

ton « ajusté » en jours, α = – 1 ciments à prise lente (S), 0 normaux (N), 1 rapides

211


(R ) ; tT âge du béton « ajusté » à utiliser à la place de t dans toutes les relations précédentes, T(Δti) température moyenne pendant l’intervalle de temps Δti. Ces modèles de comportement différés des bétons sont bien évidemment calés sur des comportements moyens de bétons standards. Même pour ces bétons, la fourchette d’incertitude sur la précision est estimée à +/– 30 %. Pour des bétons particuliers avec, par exemple, des granulats sortant de l’ordinaire ou une grande quantité de pâte, les variations peuvent être du simple au double voire au-delà.

Il existe également dans l’EC2 destiné à l’application aux ouvrages d’art [EC2 2004-2] [NF EN 1992-2] une annexe informative plus élaborée permettant d’évaluer les déformations différées (retrait et fluage) dans le cas des BHP, notamment ceux utilisant des fumées de silice.

6.3.3. Prédiction des déformations différées à l’aide des règlements Nous avons vu dans ce chapitre que les déformations différées des bétons dépendaient beaucoup de la formulation des bétons, de la qualité des granulats, etc. Or, les règlements font essentiellement intervenir la résistance du béton dans l’estimation des déformations différées. La figure 5.27 montre que, pour des bétons de résistances équivalentes employés dans des structures de même type, les déformations différées de ces structures peuvent être assez différentes.

Déformations différées (μm/m)

800 700 600 500 400 300 200 100 0 0

5

10

15

20

25

Temps depuis la fin de mise en précontrainte (années)

Figure 5.27 : déformations différées de structures identiques et de bétons de résistances voisines mais de rigidités différentes. Tous ces bétons, destinés à un même type de structure, avaient des compositions semblables et une résistance en compression à 28 jours voisine, leur différence principale portait sur la nature des granulats qui étaient locaux et donc tous différents. On peut constater des déformations différées totales (retrait + fluage) mesurées in situ variant largement du simple au double. On peut aussi constater qu’après plus de 20 ans l’évolution des déformations n’est pas terminée.

212

Retrait et fluage

L’analyse de ces bétons montre que ceux pour lesquels les déformations différées sont les plus importantes ont un module d’élasticité faible, ceci provenant de granulats plus déformables. Il convient donc pour des structures dans lesquelles le fluage sera un critère important vis-à-vis de leur durée de vie de réaliser des essais de fluage sur éprouvette lors de l’étude de formulation des bétons.

7. CONCLUSION Si les causes extérieures des déformations différées des bétons, les retraits et fluages, sont maintenant bien connues, il s’agit principalement de la dessiccation et du chargement permanent, les mécanismes microstructuraux dictant leur cinétique et leur amplitude ne sont toujours pas parfaitement élucidés. Si les hypothèses sur le comportement visqueux des C-S-H sont établies, les paramètres régissant l’évolution de ce comportement sont encore inconnus puisque à même matrice cimentaire de base on peut avoir une très grande variété de réponses différées. Il en résulte une grande difficulté à proposer des modèles de comportement adaptable à tous les bétons réalisables. En effet pour une résistance mécanique en compression donnée à l’instant t (28 jours) il existe une variété quasi infinie de comportements différés. Les points permettant de penser que les modèles proposés par les différents règlements, normes ou recommandations donneront des valeurs proches de celles du béton utilisé (et encore à +/– 30 % comme on l’a mentionné) sont d’utiliser des granulats de bonne compacité (porosité faible), de module élevé et d’avoir des compositions de béton élaborées soigneusement. Dans le cas contraire, il faut, dans les formules réglementaires, toujours utiliser le module de déformation instantanée mesuré expérimentalement sur le béton pour avoir une estimation un peu plus précise des déformations différées. La quantité de pâte est aussi un facteur d’amplification des déformations différées. Dans le cas de doute, et sans recourir à de longs essais de fluage, des mesures de retrait des bétons réalisés couplées avec des essais de fluages de durée réduite (1 à 3 mois) peuvent donner des indications précieuses sur le comportement futur du béton.

213


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CHAPITRE 6

La maîtrise de la fissuration au jeune âge: condition de durabilité des ouvrages en béton P. ACKER, J.-M. TORRENTI, M. GUÉRINET

Résumé Maîtriser la fissuration au jeune âge du béton est un problème industriel pour les structures massives, celles pour lesquelles les déformations sont gênées, celles qui présentent des variations importantes d'épaisseurs et celles à grandes surfaces libres. Avant la prise, il convient de limiter le ressuage trop important et d'éviter le retrait plastique. Après prise, les effets du retrait endogène et de la température (gradients, retrait thermique) doivent être pris en compte. Compte tenu du caractère exothermique et thermoactivé de la réaction d'hydratation du ciment, les élévations de température peuvent en effet être très importantes. La prédiction de ces élévations de température est possible si le problème industriel le justifie.

Mots-clés JEUNE ÂGE, FISSURATION, RETRAIT PLASTIQUE, RESSUAGE, AUTODESSICCATION, CHALEUR D'HYDRATATION, RETRAIT ENDOGÈNE, RETRAIT THERMIQUE.

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1. INTRODUCTION: LE PROBLÈME INDUSTRIEL L’expérience acquise, depuis plus d’un siècle, et le retour d’expérience en matière de construction en béton montrent que, chaque fois que les règles de l’art (les règles de formulation, de mise en œuvre et de dimensionnement) sont respectées, les ouvrages en béton sont extrêmement durables et résistent aux agressions du climat et de l’environnement. Dans ces conditions, en effet, les voies de pénétration et les transferts des agents agressifs sont limités, d’une part, parce que le béton est peu perméable et, d’autre part, parce que sa fissuration est contrôlée, plus précisément parce que les fissures restent fines (leurs ouvertures restent limitées). Deux phénomènes physiques, cependant, accompagnent systématiquement la prise du ciment: un dégagement de chaleur et une dessiccation endogène qui peuvent engendrer, au jeune âge, une fissuration spécifique. Ces deux processus, le plus souvent, sont amplifiés par les échanges avec le milieu ambiant : – des échanges de chaleur, que la température extérieure soit constante ou variable, et qu’elle varie de manière naturelle ou de manière contrôlée (cas du traitement thermique); – des échanges d’eau par la face non coffrée (ou du moins, lorsqu’il y a cure, dès que celle-ci commence à perdre de son efficacité), ou dès le décoffrage, pour les autres faces. Ces échanges conduisent, dans les heures (ou les jours, si la pièce est épaisse) qui suivent la prise, à des champs de température et d’humidité qui varient dans le temps et dans l’espace, avec les plus forts gradients en surface. Ils engendrent des déformations qui sont, selon la formulation du matériau et, surtout, selon les conditions ambiantes, plus ou moins importantes, mais qui ne sont jamais, ni uniformes, ni même linéaires (un solide homogène soumis à un champ de température qui serait une fonction linéaire des coordonnées spatiales, se déformerait, selon une courbure, mais ne subirait aucune contrainte). Chacun de ces deux champs, le champ de température et le champ de teneur en eau, produit un champ de contraintes qui forme un système en équilibre statique (autocontraintes), dans lequel les tractions sont le plus souvent maximales en surface. Ces deux sollicitations se superposent. Dans la plupart des applications, ces deux phénomènes sont sans conséquence ou, du moins, leurs effets peuvent être facilement contrôlés: dès lors que les règles de l’art (délai de décoffrage, cure…) sont respectées, les fissures restent trop fines pour être visibles ou, du moins, leur ouverture reste inférieure à celle des fissures de béton armé (0,2 à 0,3 mm). En effet, le fonctionnement mécanique en service du béton armé génère des fissures dont l’ouverture ne dépasse pas ces valeurs.

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La maîtrise de la fissuration au jeune âge: condition de durabilité des ouvrages en béton

Ces règles de l’art, cependant, sont anciennes, elles n’ont pas été fixées sur des bases scientifiques (en tout cas, pas sur les connaissances dont on dispose aujourd’hui), mais sur des bases empiriques, sur l’observation et sur l’expérience. Pour les ouvrages courants, elles sont tout à fait efficaces. Mais l’ingénieur ne construit pas seulement des ouvrages courants: de nouvelles applications apparaissent, la taille des constructions est toujours plus grande, la gamme des performances et des formulations du matériau ne cesse de s’élargir, et on ne peut pas toujours s’appuyer sur les seules règles de l’art. Il est alors essentiel de bien connaître leurs limites et, surtout, de savoir utiliser les connaissances scientifiques et les outils de simulation qu’offre l’ingénierie moderne. Pour chaque nouvelle application, l’ingénieur doit se poser la question de ces effets et, le cas échéant, en refaire l’analyse quantitative. Maîtriser la fissuration au jeune âge du béton est un problème industriel pour les structures massives, celles dans lesquelles les déformations sont gênées, celles qui présentent des variations importantes d’épaisseurs et celles à grandes surfaces libres.

Quatre configurations sont particulièrement critiques, et sortent du domaine couvert par les règles de l’art : • celles des pièces massives, dans lesquelles la chaleur d’hydratation du ciment conduit à des élévations de température qui peuvent atteindre, à cœur, 50 °C, ce qui entraîne, en surface, des contraintes de traction qui vont largement dépasser au cours du refroidissement la résistance en traction du matériau; c’est pourquoi, quel que soit leur ferraillage, ces pièces sont toujours fissurées en surface; • celles des pièces encastrées ou à déformation fortement gênée (chaussées et dallages de grandes dimensions, glissière en béton armé, cf. figure 6.1, chapes adhérentes, enduits, reprise de bétonnage sur un voile, sur une semelle continue, sur un radier, sur des pieux bloqués par des chevêtres, dans une pile de pont, dans un revêtement de tunnel, cf. figure 6.2…), dans laquelle la contrainte de traction qui équilibre la somme des retraits s’ajoute aux autocontraintes de surface; • celles des pièces ayant des parties d’épaisseurs très différentes (caissons à âme épaisse, poutres à talon, à blochet… cf. figure 6.3) soit parce que ces différentes parties montent à des températures différentes, soit, quand les pièces subissent un traitement thermique, parce que les zones de moindre épaisseur refroidissent plus vite que les autres et se trouvent alors dans la configuration des pièces encastrées, décrite au point précédent; • celles des pièces à grande surface libre (dalles flottantes, poutres à table de compression, voussoirs…) dont la face supérieure n’est pas ou est insuffisamment curée (dans ce cas, cependant, les fissures de dessiccation n’apparaissent que par temps sec et vent frisant; on peut dire que, dans ces conditions, ne pas

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faire de cure, c’est jouer aux dés avec la météo…) ; ces désordres sont spécifiques aux bétons riches en fines, ce qui est systématiquement le cas des bétons à hautes performances (BHP) et des bétons autonivelants (BAP) ; ces désordres ne sont pas traités dans cet ouvrage, car la solution est bien connue, et elle est simple: il s’agit de la cure (cf. figures 6.4 et 6.5).

Figure 6.1 : fissuration par retrait gêné d'une glissière en béton armé. La fissuration est traversante et conduit souvent à une rupture des aciers (photo J.-M.Torrenti)

Figure 6.2 : fssuration des revêtements de tunnel en béton non armé par retrait gêné. L'existence de cette fissuration est traversante et rend le revêtement non étanche, ce qui conduit à la mise en place d'une étanchéité à l'intrados (photo J.-M.Torrenti).

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Figure 6.3 : vue d'un voussoir. Les différences d'épaisseurs entraînent des retraits thermiques différentiels et des variations locales des caractéristiques mécaniques qui vont modifier la diffusion de la précontrainte (photo Eiffage).

Figure 6.4 : exemple de cure à l'eau du tablier d'un pont (photo Eiffage).

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Figure 6.5 : exemple de cure de piles. Une jupe, accrochée au coffrage grimpant, permet de protéger du vent, du soleil et du froid le béton pendant 3 levées dans cet exemple, soit ici 9 jours (photo Eiffage).

Les contraintes de traction qui se développent dans les trois premières configurations peuvent dépasser, selon la géométrie du produit fini et, surtout, selon les conditions d’encastrement, celles qui sont dues au chargement mécanique classique (poids propre et charges de service). Si elles ne sont pas prises en compte et traitées de manière correcte par l’ingénieur, elles conduisent alors toujours à une fissuration du matériau. Concernant la fissuration, le seul paramètre qui compte, à l’usage, c’est l’ouverture des fissures, pour des raisons esthétiques parfois, mais surtout pour des raisons de durabilité de l’ouvrage. On sait aujourd’hui que, sauf peut-être en cas d’immersion permanente, la peau d’un béton est toujours fissurée, simplement cette fissuration est le plus souvent invisible (lorsque son ouverture est inférieure à 20 μm, pouvoir de résolution de l’œil humain, la fissure ne se voit pas). Mais on sait aussi, à la fois par nos connaissances scientifiques sur la corrosion et par l’ex-

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périence (un siècle de recul sur la pérennité des ouvrages en béton armé), qu’une fissure de faible ouverture est sans conséquence sur la durabilité de l'ouvrage. En effet, en dessous d’une certaine ouverture (de l’ordre de 0,3 mm) les forces de tension superficielle sont supérieures aux forces de gravitation et empêchent tout mouvement d’eau en phase liquide, si bien que l’eau qui peut y pénétrer (soit par absorption capillaire de l’eau qui peut ruisseler en surface, soit par condensation de l’humidité de l’air ambiant), et qui va alors dissoudre certains ions, ne peut en ressortir que par évaporation et, par conséquent, sans aucun départ d’ions (il y a tout au plus un déplacement vers le cœur de la pièce, car l’évaporation s’accompagne d’une augmentation locale de la concentration), et surtout aucun départ de la chaux qui assure le maintien d’un pH élevé, clé de la protection des aciers contre toute corrosion. C’est la raison pour laquelle les méthodes de calcul du béton armé n’ont pas fondamentalement changé depuis l’édition des tout premiers règlements, car les coefficients qui entrent dans les formules de calcul ont été fixés, in fine, sur la base des observations expérimentales, et ces formules sont très proches des formules actuelles qui se fondent sur un critère d’ouverture maximale de fissure. C’est aussi une des raisons de l’exceptionnel succès, d’une part, du matériau de construction qu’est le béton armé, et, d’autre part, des principes qui sont à la base de sa méthode de calcul, principes qui ont été élaborés au début du XXe siècle et qui sont toujours valables. Si le calcul d'une structure en béton armé est, fondamentalement, lié au contrôle de l’ouverture des fissures par les armatures (par celles qui constituent le ferraillage passif), il faut bien comprendre, par contre, que la fissuration dont on parle dans ce chapitre, la fissuration due aux gradients de température ou de séchage, est du type « déformation empêchée », et que cette fissuration ne mobilise pas les armatures de la même manière que les sollicitations dues au chargement extérieur, pour lesquelles la structure a été dimensionnée, pour lesquelles son ferraillage a été conçu, dessiné, calculé et vérifié. On peut dire que la fissuration par retrait empêché mobilise les aciers du béton armé de manière indirecte, en tout cas avec un rendement mécanique nettement plus faible. Dans la fissuration par retrait empêché, notamment, les caractéristiques de la liaison acier-béton ne constituent plus le paramètre premier qui contrôle le pas de fissuration (i.e. la distance moyenne entre deux fissures consécutives). Ceux qui contrôlent in fine l’ouverture des fissures sont la géométrie locale (l’épaisseur de la zone, notamment) et le gradient local de retrait (via le gradient de température ou le gradient de teneur en eau, gradients qui sont toujours maximaux en surface). Heureusement, la compréhension de ces mécanismes est aujourd’hui très avancée, elle va jusqu’à la possibilité de simuler numériquement les champs de déformation et de contrainte, ce qui a permis d’améliorer l’efficacité des moyens de

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prévention, d’en développer de nouveaux, de comparer leurs coûts et de faire, au cas par cas, le meilleur choix. Les remèdes à mettre en œuvre, de même que les désordres qu'on observe lorsque ces remèdes sont omis, ou sont insuffisants, peuvent être très différents selon les conditions de fabrication et la géométrie du produit fini. C’est pourquoi: – les règles de l’art ne peuvent pas couvrir toutes les applications, tous les types d’ouvrages, dont la diversification et l’extension ne cessent de progresser; – ces règles finissent parfois par être oubliées, car il existe de larges segments d’applications et de formulations dans lesquels les retraits n’ont aucun effet visible, ni nocif ; – l’ingénieur doit comprendre la phénoménologie de manière à pouvoir, chaque fois que c’est nécessaire, évaluer les risques quantitativement, au besoin en utilisant les calculs aux éléments finis. Le but de ce chapitre est donc de décrire les processus thermiques et hydriques qui génèrent des variations dimensionnelles dans les pièces en béton, de donner les lois de comportement et les valeurs des paramètres qui entrent en jeu. Dans l’analyse thermomécanique, un point particulier reste cependant encore assez délicat: celui de la prévision des propriétés mécaniques au cours du temps, parce que l’hydratation du ciment est un processus thermoactivé, que la cinétique de durcissement dépend donc de tout l’historique de température, et que les résistances mécaniques ne sont pas directement une fonction du degré d’hydratation. Ce point est donc traité ici de manière approfondie.

2. AVANT LA PRISE: RESSUAGE ET RETRAIT PLASTIQUE 2.1. Ressuage Le ressuage correspond au tassement du squelette granulaire du béton et à l'apparition d'une pellicule d'eau à la surface du béton. La formulation du béton doit être telle que ce ressuage reste limité.

Avant la prise, le béton peut être le siège de mouvements relatifs de l'ensemble du squelette granulaire (tassement vers le bas)1 et de l’eau (ressuage: apparition d’une mince pellicule d’eau à la surface du béton). Ce phénomène dépend de la perméabilité de l’empilement granulaire (voir un exemple de modélisation dans [JOS 02]).

1. Ce phénomène ne doit pas être confondu avec la ségrégation, phénomène au cours duquel les grains ont un mouvement relatif entre eux. Ce phénomène dépend de la granulométrie et des conditions de mise en place du béton [NEV 2000].

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Il a des conséquences positives: – pour certains bétons de remblayage, dits aussi « essorables », on peut même chercher à favoriser le ressuage de manière à permettre une mise en circulation très rapide 1 ; – l’apparition d’une couche d’eau en surface permet une cure naturelle du béton et évite la dessiccation précoce et le retrait plastique. Nous reviendrons plus loin sur ce phénomène. Le ressuage a malheureusement aussi des conséquences négatives: – le mouvement ascensionnel de l’eau peut être bloqué par des obstacles tels que les granulats ou les armatures. Dans ce cas on pourra avoir une dégradation de l’adhérence pâte-granulats se traduisant par une diminution de la résistance du béton durci [LEC 01] ou une diminution de la qualité de l'interface acier-béton conduisant à une adhérence des armatures dans le béton moins bonne et à un risque de corrosion accru [GIA 86, SOY 05, SOY 06] ; – le tassement du squelette granulaire est également gêné par les armatures. Il peut alors se produire une fissuration dite « cassure de béton frais » au droit des armatures. Cette fissuration peut également être due à un tassement différentiel de deux zones de béton frais de hauteurs différentes ou à un effort parasite, par exemple dû à un dévers [BAR 82]; – une réduction de la hauteur finale de l'ouvrage; – des défauts de parement [CAL 04]; – d'éventuelles difficultés à pomper le béton [KAP 01].

2.1.1. Facteurs aggravants La pesanteur et l’excès d’eau étant les moteurs du ressuage celui-ci va dépendre de la formulation (dosage en eau, ciment, adjuvants…) et de paramètres technologiques (hauteur du coffrage, vibration, température, humidité relative, vitesse du vent…) [JOS 02, TOP 04]. Le béton se tassera d’autant plus rapidement et d’autant plus en valeur absolue que: • la durée de vibration est importante. La vibration du béton peut être génératrice de fissures dans le cas de bétons contenant des armatures au voisinage de la surface supérieure, notamment si les vibrations sont transmises aux armatures, c’est-à-dire si les aiguilles vibrantes sont mises au contact des armatures. Ces armatures constituent des points fixes qui gênent localement le tassement du béton. Il y a alors désorganisation du squelette granulaire au voisinage de l’armature et génération de fissures qui peuvent pénétrer jusqu’à l’armature supérieure. Le profil de fissuration reproduit alors le quadrillage de l’armature supérieure. 1. Voir à ce sujet la guide Remblayage des tranchées, édité par Cimbéton.

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• la hauteur de béton frais est plus grande. La vitesse de tassement augmente avec la hauteur de béton frais. Donc plus une levée est haute, plus le tassement sera important. De même, si une pièce coulée en une seule fois est constituée de zones d’épaisseurs différentes (cas des voussoirs, des poutres en T…), la vitesse de tassement du béton sera plus importante sur la partie centrale de la pièce, où l’épaisseur du béton est plus élevée, que sur les côtés. Il se créera un cisaillement entre les zones d’épaisseurs différentes pouvant aller jusqu’à une décohésion suivant des plans verticaux des différentes zones de la pièce. • la durée avant prise est importante. Une température ambiante basse, un retardateur de prise augmentent le temps de prise et ainsi la durée pendant laquelle le tassement est possible. • la suspension est instable. Ceci peut résulter: – d’un manque d’éléments fins dans le sable ou d’un dosage en ciment insuffisant, – de grains plats dans les éléments fins du sable, – d’un dosage en eau excessif, – d’un excès de vibration, – de la présence de certains électrolytes (une trop forte adjuvantation, par exemple).

2.1.2. Moyens de prévention La fissuration par tassement peut être facilement évitée. Pour ce faire, il est indispensable que le béton soit correctement formulé, avec un dosage en ciment suffisant et le cas échéant en fines inertes [LAR 02], et que l’eau de gâchage ne soit pas en excès. Le diamètre maximal des granulats doit être compatible avec la dimension du coffrage et l’encombrement des armatures. Dans les cas qui nécessitent un fort retard de prise, on pourra être amené à augmenter le dosage en fines.

2.2. Le retrait plastique Le retrait plastique est dû à une dessiccation du béton avant prise. Il dépend des conditions extérieures (humidité, température et vitesse du vent) et sera limité principalement par une cure du béton.

Le retrait plastique est une déformation qui se produit avant durcissement sous l’effet d’une dessiccation [WIT 76]. C’est un mécanisme identique à celui qui se produit dans les sols fins ou argileux des zones de marnage lorsque l’eau se retire. Il peut en résulter une fissuration superficielle de l’ouvrage, parfois très ouverte, mais jamais très profonde. Ce retrait, d’origine exogène, se manifeste tant que le béton est plastique, c’est-à-dire avant et/ou au tout début de la prise, et dès que la surface de la structure n’est plus recouverte d’une pellicule d’eau, c’est-à-dire dès qu’elle est en déséquilibre hydrodynamique avec le milieu ambiant.

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Ce retrait est dû aux tensions capillaires, de même que le retrait d’autodessiccation (cf. chapitre 5), à la différence près que, dans le cas présent, il ne s’agit plus d’une dessiccation au sein du matériau (autodessiccation), mais d’un séchage avec départ d’eau vers l’extérieur. Le retrait plastique est donc principalement limité à la surface du béton (quelques centimètres sur un béton HP, 10 à 20 cm dans un béton ordinaire), contrairement au retrait d’autodessiccation qui se manifeste dans l’ensemble de la pièce. Le retrait plastique dépend largement des conditions climatiques et notamment de la vitesse de dessiccation au niveau des surfaces non coffrées de l’ouvrage. Ainsi, par exemple, un béton mis en œuvre suivant des procédures adéquates, un jour où la vitesse du vent est relativement faible, ne sera pas ou peu affecté par ce phénomène. En revanche, la couche d’eau à la surface du béton s’évaporera rapidement par vent fort, et la déformation pourra commencer à se manifester quelques minutes après sa mise en place. Des abaques, établis par l’ACI [ACI 99] et basés sur des données thermodynamiques et expérimentales, permettent d’estimer le taux d’évaporation de l’eau à la surface du béton en fonction de la température et de l’humidité relative de l’air, de la vitesse du vent et de la température du béton (figure 6.6). Température du béton

Humidité relative 100 % 40°C

90 80

35

70 60

30

50 40

25

30

20

20

15 10 5

10 5

10 15 20

25 30 35

Vitesse du vent

Vitesse d’évaporation kg.m–2.h–1

Température de l’air (°C) 4

40 km.h– 1 35 30

3

25 20

2

15 10

1

5 0

0

Figure 6.6 : abaque permettant d'estimer la perte en eau du béton jeune sans protection à partir des données climatiques ambiantes. Au-delà de 1 kg/m2/h la cure est indispensable. En deçà elle reste conseillée [ACI 99].

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2.2.1. Facteurs aggravants Le retrait plastique est d’autant plus important que: a) la dessiccation est forte. La dessiccation est favorisée par une hygrométrie sèche, un vent fort et une différence de température élevée entre le béton et le milieu ambiant. Le risque de fissuration plastique peut en conséquence être aussi important l’hiver que l’été, et même plus important l’hiver si le béton est chauffé. La dessiccation se produit dès que l’eau de ressuage est entièrement évaporée. Pour un béton ayant un bas E/C et donc un ressuage faible, ce risque est important (figure 6.7).

Figure 6.7 : retrait plastique d'un béton à bas E/C sur un tablier de pont (photo J.-M.Torrenti).

La dessiccation peut parfois être aggravée par la succion de l’eau par le coffrage, si celui-ci est poreux et absorbant, et s’il n’a pas été humidifié avant que le béton soit coulé. Des coffrages non absorbants constituent une protection efficace contre cet effet. b) la pièce est fine. Ce type de retrait se manifeste essentiellement sur des pièces qui présentent de grandes surfaces d’évaporation par rapport à leur volume (enduit, revêtement routier, dalle), donc des pièces fines, où il peut alors engendrer une fissuration importante. Sur des surfaces horizontales larges, les fissures constituent en général un maillage, dont la maille varie de quelques centimètres à quelques décimètres. À la surface des pièces verticales (voiles, poutres, longrines) elles constituent un réseau de fissures transversales parallèles. Ces fissures n’apparaissent que si les déformations sont empêchées soit par une partie de la pièce (plus massive ou plus ancienne), soit par des conditions aux limites (cas des revêtements routiers ou des enduits de façade), ou si la géométrie de la pièce et sa taille peuvent conduire à la localisation de l’endommagement en une ou plusieurs fis-

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sures principales. Ces fissures n’apparaissent pas dans une chape désolidarisée, par exemple. Dans des pièces plus épaisses (radier, chevêtre, semelle épaisse, tête de pieu), la profondeur de la zone affectée par la dessiccation, et donc par le retrait, est très faible. Par conséquent, la fissuration est peu profonde. Elle est également peu ouverte. c) la prise est lente et la rétention de l’eau de gâchage est mauvaise. Une température ambiante basse, des constituants secondaires (laitiers, cendres volantes…), un excès d’eau de gâchage, ou encore l’utilisation d’adjuvants ayant un effet retardateur, allongent la période de prise et ainsi accentuent le retrait plastique.

2.2.2. Moyens de prévention Ce type de fissuration peut être évité : – en assurant une cure efficace, c’est-à-dire en humidifiant la surface du béton, en projetant un produit de cure efficace ou, encore, en recouvrant la surface du béton d’une feuille de polyane, et ce le plus tôt possible après la mise en place du béton; – en fermant les ouvertures si le béton est coulé en intérieur ; – en érigeant temporairement des paravents et des pare-soleil pour réduire respectivement la vitesse du vent et la température à la surface du béton frais; – en humidifiant les coffrages ou en utilisant des coffrages non absorbants; – en évitant les trop forts écarts entre la température du béton et la température de l’air ambiant. Une technique nouvelle pour maîtriser la fissuration par retrait plastique consiste à utiliser des fibres de polypropylène. Ces fibres (résistance à la traction de 600 MPa, module d’Young de 3,5 GPa) sont utilisées pour cette application en faible proportion (de l’ordre de 0,1 à 0,5 % en volume). Elles réduisent l’ouvrabilité des bétons, mais la mise en place sous vibration peut s'effectuer normalement [ALT 88]. Ces fibres réduisent le retrait dans des proportions qui ne sont pas très importantes, tout au plus 10 % [HAN 78], mais elles diminuent considérablement la fissuration qui est associée au retrait plastique. Le mécanisme est encore mal compris, mais de nombreux essais de retrait empêché ont montré que les fibres de polypropylène à la fois retardent l’apparition des fissures, mais aussi diminuent (jusque dans un rapport 10) l’ouverture de ces fissures [GRZ 90], [KRA 85]. Ce dernier point, qui permet un contrôle de l’ouverture des fissures, est particulièrement intéressant en ce qui concerne la durabilité. Ainsi, dans des conditions climatiques sévères (température de 40 à 46 °C en surface avec une vitesse de vent de 16 à 24 km/h) des échantillons possédant 0,2 % de fibres n’ont présenté aucune fissure visible, alors que les échantillons non armés présentaient,

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au bout de 6 à 8 heures, des fissures qui pouvaient atteindre un millimètre d’ouverture [ALT 88]. L'utilisation de fibres de polypropylène peut donc être envisagée dans le cas de bétons particulièrement exposés aux risques de dessiccation rapide.

3. FISSURATION DUE AU RETRAIT D’AUTODESSICCATION (OU RETRAIT ENDOGÈNE) Le retrait endogène augmente lorsque le rapport E/C diminue et doit être pris en compte notamment dans les structures dont les déformations sont gênées.

Le retrait d’autodessiccation est d’origine endogène. Toute éprouvette de béton, qui n’est pas immergée sous eau, a tendance à se rétracter au cours du temps, même si elle est isolée du milieu extérieur afin d’éviter sa dessiccation (cf. chapitre 5). Ce retrait peut en général être considéré comme uniforme dans le volume correspondant à une même opération de bétonnage, car les gradients d’humidité au sein de la structure sont relativement faibles en raison de la faible perméabilité du béton. L’évolution du retrait endogène au jeune âge suit de très près la cinétique d’hydratation du ciment, sa vitesse est donc très rapide dans les premiers jours. Dans les conditions d’une déformation totalement gênée (comme dans l’essai au banc de fissuration qui est utilisé, par exemple, pour évaluer sur le plan des risques de fissuration les bétons de chaussée), l’éprouvette finit en général par se casser, ceci même en l’absence de toute dessiccation et de toute variation de température. Ceci signifie que, malgré la relaxation des contraintes (phénomène pourtant particulièrement rapide au jeune âge), les contraintes générées par le seul retrait endogène, lorsqu’il est totalement empêché, finissent par atteindre des valeurs égales à celles de la résistance à la traction du matériau.

3.1. Facteurs aggravants Une diminution du rapport eau/ciment (E/C) Le retrait d’autodessiccation ne concerne que les bétons à hautes performances (rapport E/C inférieur à 0,40) pour lesquels il ne peut être évité. Le retrait endogène des bétons ordinaires est négligeable ou faible tant que le rapport E/C est supérieur à 0,40 (il est inférieur à 100 × 10–6 pour les bétons dont le rapport E/C est supérieur à 0,45). En revanche, ce retrait augmente très vite avec la diminution du rapport E/C quand ce rapport est inférieur à 0,40, et peut atteindre, pour certains bétons HP, 300 × 10–6. Ce retrait se manifeste sur plusieurs jours (principalement pendant les premiers jours, mais le béton peut continuer à se rétracter pendant plusieurs mois, tant que le ciment s’hydrate).

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Cumul des volumes de clinker + hydrates + eau (rapporté au volume initial de clinker) béton ordinaire

2,34 2,16

(E/C = 0,42) béton à hautes performances

1,63

BFUP

(E/C = 0,20)

Eau 1

C–S–H + CH y compris 28 % de nanopores (saturés)

Fin de l'hydratation

Clinker

0

Degré d'hydratation

1

Figure 6.8 : évolution des volumes relatifs (cumulés) du ciment, des hydrates, de l'eau évaporable et de l'air au cours de l’hydratation, en fonction du taux de ciment consommé, pour trois valeurs types du rapport E/C initial : en-dessous de 0,42, l'hydratation s'arrête par épuisement de l'eau disponible, et les tensions dans la phase liquide génèrent un retrait; dans un BFUP, l'hydratation et l’autodessiccation s'arrêtent très tôt.

Un blocage ou une gêne de la déformation de retrait Ce retrait est, pour l'essentiel, uniforme dans le volume de la pièce et n’entraîne donc aucun effet mécanique, aucun risque de fissuration, ni dans une pièce préfabriquée, ni dans une pièce coulée en place et libre de se déformer (coulée une seule phase et bloquée ni par ses appuis ni par son coffrage). Par contre, lorsque le retrait est empêché, ou même simplement gêné (support rigide continu, appuis fixes, reprise de bétonnage…, tout cela agit dès le début de la prise), il constitue souvent une composante non négligeable de la fissuration précoce.

3.2. Moyens de prévention Dans le cas d’un béton à hautes performances (rapport E/C inférieur à 0,40) dont les déformations sont bloquées, il n’est pas toujours possible d’éviter la fissuration par autodessiccation, mais il est tout à fait possible de limiter l’ouverture des fissures, par différents moyens: • en calculant les contraintes supplémentaires engendrées et en en tenant compte dans la conception de l’ouvrage (ferraillage, précontrainte);

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• en maintenant une humidité saturée, dès la fin de la mise en place, à la surface du béton, par arrosage, brumisation, protection par une toile humide ou par un film plastique qui stoppe toute évaporation; • en utilisant des agents réducteurs de retrait [TAN 97, SHA 98, NMA 98] qui peuvent être ajoutés au malaxage ou au produit de cure (ils seront alors imprégnés dans le béton). Il s’agit d’agents tensio-actifs, assez chers et modérément efficaces, qui réduisent les tensions superficielles, donc la pression (qui est négative) dans la phase liquide; • en soignant l’homogénéité et la régularité de la fabrication afin d’éviter des retraits localement différés: – régularité des approvisionnements en ciment, adjuvants et granulats, – régularité de fabrication (dosages, introduction des adjuvants, durée de malaxage), d’où l’intérêt de l’enregistrement des paramètres de fabrication, – régularité du processus de mise en place et de l'énergie développée lors de la vibration.

4. LA FISSURATION PAR GRADIENT THERMIQUE ET/OU RETRAIT THERMIQUE Dans les structures massives, la chaleur dégagée par la réaction d'hydratation du ciment conduit à des élévations importantes de température. Ceci peut générer une fissuration à cause des gradients thermiques ou lorsque le retrait thermique en phase de refroidissement est gêné.

Cette problématique est d’abord apparue en préfabrication [LAP 82]. De nos jours, ce sont plutôt des impératifs de productivité (nécessité d’une résistance précoce pour une mise en tension de la précontrainte, pour un poussage de l’ouvrage, pour la rotation des coffrages...), ou des contraintes environnementales qui conduisent à des ponts de plus grandes portées, et donc à des projets exceptionnels par la dimension des pièces (semelles du pont de Normandie, piles du pont de l’Elorn, piles du viaduc de Millau…) qui rendent nécessaire la prise en compte du comportement thermique des structures en béton au jeune âge. Remarque. Bien qu’il ne s’agisse pas de fissuration, il convient de noter que, à long terme, un béton qui a subi une élévation de température importante au jeune âge aura une résistance finale plus faible que celle du même béton qui serait resté à température ambiante. Ceci est sans doute attribuable à la microstructure des hydrates formés à température élevée [REG 80, TOR 92, CHA 96, DAL 04].

4.1. Cas des structures massives Dans les pièces massives, la température s’élève à cœur en raison de l’exothermicité des réactions mises en jeu au cours de l’hydratation des ciments. Ces réactions apportent en effet de l’ordre de 500 J/g de ciment et, lorsque l’épaisseur est

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supérieure à 1 mètre, le cœur est pratiquement dans des conditions adiabatiques parce que le béton est peu conducteur de la chaleur (1,5 à 1,8 W/m/K), et la température peut monter jusqu’à 70 °C voire davantage. Un gradient de température apparaît alors entre peau du béton (zone située en bordure des surfaces d’échange) et le cœur de la structure. Ce gradient va se traduire par des retraits thermiques différentiels. Au cours du refroidissement, la température de la peau diminue beaucoup plus rapidement que celle au cœur de la structure, ce qui accentue les gradients. La peau du béton est alors soumise à des contraintes de traction très importantes (retrait gêné), alors que le cœur de la structure est en compression. Il en résulte des gradients de contraintes et, potentiellement, une fissuration superficielle de l’ouvrage si les contraintes en traction au niveau de la peau du béton sont supérieures à sa résistance en traction. Au cours du refroidissement, l’écart de température dans la structure peut facilement dépasser 30 °C, par exemple. La peau de l’échantillon sera alors mise en traction et soumise à une contrainte de l’ordre de 10 MPa (si on considère le module d’Young du béton de l’ordre de 30 GPa, et le coefficient de dilatation thermique de l'ordre de 10 ×10–6 °C–1). Cette valeur est nettement supérieure à la résistance en traction d’un béton, et la peau se fissurera toujours au cours du refroidissement. Dans le cas de structures massives, le retrait thermique peut atteindre, selon le dosage et la nature du ciment, 400 à 500 × 10–6 dès que l’épaisseur dépasse 60 à 80 cm (40 à 50 cm pour un radier). Il débute avec la fin de la prise (la température maximale est atteinte entre 20 et 40 h), et peut se manifester pendant plusieurs jours, voire quelques semaines après la mise en œuvre du béton (la durée de refroidissement peut être estimée par d = 8 × e2, où d est en jours et e est l’épaisseur en mètre). Cette fissuration de peau peut être observée dans les massifs de fondation coulés en continu, les chevêtres ou les voussoirs sur pile. Les fissures sont cependant rarement très ouvertes, car la distance entre deux fissures principales consécutives est du même ordre que la profondeur de la zone tendue, laquelle ne peut dépasser le quart de l’épaisseur. L’espacement entre les fissures est donc un critère d’analyse: quand cet espacement est inférieur au double de l’épaisseur d’un voile, elles sont dues au gradient de surface (et elles ne sont généralement pas traversantes), lorsque les fissures sont dues au retrait gêné au niveau de la reprise de bétonnage (fondation ou levée précédente), cet espacement est plutôt compris entre une fois et deux fois la hauteur du voile (et dans ce cas, elles sont toujours traversantes). Dans le cas des chevêtres ou des voussoirs sur pile, les effets du retrait thermique s’ajoutent à ceux du retrait endogène, notamment lorsque ces structures sont réalisées en béton de hautes performances qui sont généralement des bétons à forte cha-

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leur d’hydratation et à fort retrait endogène. Il ne faut pas confondre cette cause de fissuration avec le mécanisme de formation différée d’ettringite (cf. chapitre 11).

4.2. Cas des bétons traités thermiquement Les traitements thermiques sont aujourd’hui soigneusement contrôlés, car ils présentent un risque particulier: lorsque l’apport de chaleur coïncide avec la fin de la période dormante et que la montée en température est rapide, il y a un effet de couplage entre l’apport extérieur d’énergie calorifique et la chaleur d’hydratation, couplage qui peut conduire, au cœur de la pièce, à des élévations de température largement supérieures à la température programmée. Contrairement au cas des bétons de masse, c’est dans les ouvrages de faible épaisseur (plus petite dimension inférieure à 15 cm, ce qui est fréquent en préfabrication) que ce risque est le plus élevé. Dans des petits éléments préfabriqués traités à la vapeur juste avant ou au tout début de la prise, et chauffés en une heure à 80 °C par exemple, on a mesuré des températures à cœur supérieures à 90 °C [ACK 86].

4.3. Facteurs aggravants Dans le cas des bétons non traités thermiquement, les principaux facteurs aggravants sont les suivants. L’augmentation de la taille des pièces en béton Inexistantes en deçà de 50 cm d’épaisseur dans le cas de bétons non traités thermiquement, les fissures d’origine thermique sont pratiquement inévitables lorsque l’épaisseur du béton est supérieure à 80 cm. Elles peuvent même apparaître dans des ouvrages d’épaisseur plus modeste (dès 20 cm) lorsqu’une face est isolée thermiquement, si l’ouvrage est soumis à des conditions aux limites de déplacement empêché. L’expérience acquise sur les chantiers montre clairement que, dès qu’il existe une zone de béton dont la distance à la plus proche surface refroidie dépasse 50 cm, la température du béton peut s’y élever de 30 à 50 °C. Il est alors indispensable de traiter les coffrages si l’on veut éviter une fissuration intense et ouverte au cours du refroidissement, par exemple avec un flocage ou une isolation thermique dans les zones moins épaisses, pour diminuer les écarts de température entre zones. Un dosage élevé en ciment et l’utilisation de ciment réactif Ceci est caractéristique des bétons de hautes performances qui montrent souvent des chaleurs d’hydratation plus élevées, mais aussi et surtout des cinétiques d’hydratation plus rapides que celles des bétons classiques. Des observations sur chantiers où sont mis en œuvre ces types de béton montrent que l’on peut avoir, avec des bétons HP, des effets thermiques non négligeables, même pour des épaisseurs inférieures à 30 cm.

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Les liaisons mécaniques Ce type de fissuration est aggravé dans toutes les zones où le retrait est empêché ou restreint, comme par exemple au niveau des reprises de bétonnage (voile épais coulé par levées successives) ou d’encastrement (barrage, voile encastré sur un massif de fondation ou sur une semelle filante, parapet, chaussée sur couche ou sol rigide, revêtement de tunnel [AGG 94]. Dans certains cas, on peut avoir des fissures localisées, beaucoup plus espacées. Sur un barrage, par exemple, on a observé entre les fissures des distances supérieures à 90 m, donc largement plus ouvertes (plusieurs millimètres). L’espacement entre les fissures peut ainsi être très variable (la plage des distances observées sur les ouvrages va de quelques centimètres à quelques dizaines de mètres), et la grande étendue des ouvertures de fissure observées est donc avant tout liée au rôle majeur des conditions aux limites mécaniques de la structure, bien plus qu’aux paramètres thermiques et mécaniques du matériau. Dans le cas des bétons traités thermiquement, les facteurs aggravants sont ceux mentionnés précédemment auxquels on peut ajouter: Une courte durée de précure Un traitement thermique, qui débute avant que le béton ait atteint une certaine rigidité, en d’autres termes avant la prise, favorise la création de fissures. Une élévation rapide en température, et/ou surtout un refroidissement rapide La contrainte générée est en effet d’autant plus élevée que le gradient (ΔT/Δx) de température au sein d’une structure est élevé. Le refroidissement est davantage susceptible d’endommager un échantillon de béton que le chauffage, pour les raisons suivantes : – au cours du refroidissement, la peau est en traction, ce qui tend à ouvrir des microfissures en surface. À l’opposé, au cours du chauffage, la dilatation de la peau est empêchée par celle, plus faible, du cœur. Dans ce dernier cas, la peau est en compression et le cœur en traction ; – lors du refroidissement, l’hydratation étant plus avancée qu’au cours du chauffage, le module d’Young du béton est plus élevé. La contrainte générée lors du refroidissement est par conséquent plus importante que lors du chauffage ; – au cours de la montée en température, la pâte est moins rigide qu’au cours du refroidissement, et les fissures qui auraient pu s’ouvrir alors se referment et peuvent se cicatriser plus facilement par hydratation ultérieure. Une température élevée au cœur du béton Le gradient de température susceptible d’être atteint dans une structure est d’autant plus élevé que la température maximale atteinte au cœur de la structure est élevée.

235


4.4. Moyens de prévention Il est possible de prévoir les risques de fissuration d’origine thermique et de les réduire: • en choisissant, notamment dans le cas des ouvrages massifs, un ciment présentant une faible vitesse de dégagement de chaleur plutôt qu’un dégagement brutal. Avec un ciment de classe 52.5, le flux de chaleur maximal (calorimétrie adiabatique sur mortiers normalisés) dépasse souvent 40 J.g–1.h–1 (> 50 J.g–1.h–1 pour un 52.5R) et il est obtenu très tôt (entre 7 et 9 heures après le gâchage) ; avec un CEM II 32.5, ce même flux maximal ne dépasse que très rarement 30 J.g–1.h–1 vers 10 heures et, avec un CEMIII/B 42.5, on descend à 15 J.g–1.h–1 au bout de 15 heures environ. La norme EN 197-1/A1 spécifie les ciments pouvant être dits à faible chaleur d’hydratation et qui sont désignés LH1 ; • lorsque cela est possible, et c’est généralement le cas pour les bétons de masse qui ne requièrent pas des résistances initiales importantes, l’utilisation de ciments contenant des additions minérales (cendres volantes, laitier) en substitution d'une partie du clinker, permet de réduire le dégagement de chaleur initial. Leur utilisation peut permettre de diviser par 2 l’augmentation de la température dans des pièces d’une certaine épaisseur [BAM 84]; • en contrôlant le profil de température suivi par la pièce en béton. Des recommandations européennes existent aujourd’hui pour limiter l’élévation trop brutale ou trop élevée lors de la mise en œuvre, aussi bien pour les ouvrages massifs [ENV13670] que pour des éléments préfabriqués traités thermiquement [EN13369]; • en évitant, dans le cas des ouvrages massifs, l’utilisation de coffrages trop isolants (par exemple les coffrages en bois) ou alors en ne les démontant que lorsque la température à cœur a chuté, ce qui prend un temps parfois assez long, afin de limiter les gradients thermiques; • en protégeant la face non coffrée contre la dessiccation au jeune âge, celle-ci étant accrue par une élévation de température de la masse du béton; • en ajoutant des armatures complémentaires qui permettent de réduire les ouvertures de fissures (les armatures ne peuvent pas empêcher la fissuration thermique, car elles ont le même coefficient de dilatation thermique que le béton, mais elles répartissent les fissures, donc diminuent d'autant leurs ouvertures);

1. Le fait que l’on utilise un ciment à faible chaleur d’hydratation ne garantit pas que l’élévation de température dans le béton soit modérée, les autres facteurs comme le dosage en ciment étant évidemment aussi importants.

236


• en effectuant une modélisation numérique des effets mécaniques produits dans les ouvrages en béton par l’hydratation du ciment. Cette analyse permet notamment d’estimer les vitesses de montée en température et de refroidissement aux différents points de la structure, et d’en déduire les contraintes générées, connaissant la conductivité thermique du béton, sa capacité calorifique, la taille et la forme de la pièce, ainsi que les conditions thermiques imposées aux limites. Ce genre de calcul est aujourd’hui opérationnel, largement validé par un grand nombre d’applications qui ont permis de confirmer, par des mesures in situ, les valeurs prédites [TOR 94]. Il est systématiquement utilisé pour les ouvrages exceptionnels ou qui présentent des zones à risque de fissuration d’origine thermique. Le paragraphe suivant présente quelques éléments de cette modélisation.

4.5. Modélisation du comportement au jeune âge 4.5.1. Comportement en température L'évolution des températures dans les structures en béton au jeune âge peut être modélisée. La prédiction des températures est donc possible chaque fois que le problème industriel le justifie.

L’analyse des phénomènes physiques montre que l’on peut découpler l'effet thermique des effets mécaniques1. La modélisation des effets thermiques de la réaction d'hydratation se fait au moyen de l'équation de la chaleur: dT (1) ρ c ------ = – div ( – kgradT ) + Q· dt où ρc désigne la capacité calorifique du béton (produit de la masse volumique par la capacité thermique massique du béton), k le tenseur de conductivité de chaleur, Q· le taux de chaleur généré par l’hydratation du ciment, T la température et t le temps. Examinons les données nécessaires pour résoudre ce problème. La conductivité thermique k La conductivité thermique d’un béton dépend de nombreux paramètres qui ne sont pas toujours constants: la teneur en eau du béton, le type de granulats, la porosité, la température, le degré d’avancement de l’hydratation [MOU 06]… Il existe différentes formules pour tenir compte de ces paramètres (voir par exemple [HAM 92]). Mais, d’une part, ce paramètre varie peu pendant l’hydratation et, 1. Un couplage existe: les dissipations mécaniques se font en partie sous forme thermique. Cet apport est toutefois négligeable devant l’apport dû aux réactions chimiques.

237


d’autre part, des calculs sur structures montrent qu’en faisant varier ces paramètres, cela n’entraîne que des différences marginales sur les températures calculées. On peut donc garder constante la valeur de la conductivité thermique (autour de 2 W/m/K). Il est cependant un paramètre à considérer dans le calcul de la conductivité thermique, c’est le pourcentage d’armatures. En effet, l’acier est beaucoup plus conducteur que le béton et, dans les structures très ferraillées, il importe d’en tenir compte (k peut atteindre jusqu’à 3 W/m/K [ACK 90]). La capacité calorifique ρc Elle est égale au produit de la masse volumique par la capacité thermique massique du béton. Elle dépend donc de la composition du béton et, notamment, du type de granulats, mais aussi de la teneur en eau, du degré d’avancement de la réaction d’hydratation, de la température [WAL 00]. Pour les besoins de la pratique, on peut la considérer constante, égale à 2,4 J/cm3/°C, ou bien la calculer à partir de la composition du béton. Le tableau 6.1 rassemble les capacités thermiques massiques de chaque composant, issues de différentes sources. Tableau 6.1 : capacités thermiques massiques des composants du béton (J/°C/g) [WAL 2000]. Ciment

Eau

Granulats

norme NF P 15-436

0,75

3,76

0,75

Smeplass et Maage

0,8

4,2

0,8

US Bureau of reclam.

0,8

4,18

0,7 à 0,9

La chaleur d'hydratation Il faut ici s’intéresser à deux aspects du problème: la quantité finale Q(∞) de chaleur dégagée et Q· ( t ) qui donne la cinétique de dégagement de chaleur. La quantité finale dépend de nombreux facteurs. Les principaux sont : – la composition du clinker. Tous les constituants du ciment n’apportent pas la même contribution en termes de dégagement de chaleur. On notera l’influence du C3A et du C3S (tableau 6.2). En général, ce dernier étant prépondérant dans les ciments, la chaleur d’hydratation en sera largement dépendante.

238


Tableau 6.2 : chaleurs d'hydratation des composants purs [NEV 2000]. Chaleur d'hydratation J/g C3S

500

C2S

260

C3A

900

C4AF

420

– les ajouts. Lorsque l’on remplace une partie du clinker par des fillers inertes, une cendre volante, des fumées de silice, etc., la chaleur finale en est modifiée. La valeur de Q(∞) doit alors être estimée en tenant compte des différentes réactions, qui de plus peuvent être couplées [SCH 92, WAL 00] ; – la composition du béton, le dosage en ciment et le rapport E/C, notamment. La chaleur dégagée dépend évidemment du dosage en ciment. Dans le cas des bétons à faible E/C, l’hydratation peut être incomplète, ce qui réduira la quantité de chaleur dégagée; – le pourcentage d’armatures. Pour des pièces très ferraillées, la quantité de chaleur dégagée peut être réduite de manière significative. La cinétique de réaction est, quant à elle, fonction : – de la composition du clinker: tous les composants ne réagissent pas à la même vitesse. On notera cependant que C3S et C3A qui réagissent le plus rapidement sont également les hydrates dont la réaction dégage le plus de chaleur [COP 60]; – de la surface spécifique du ciment. Plus cette surface est importante plus le ciment sera réactif; – des ajouts. Les réactions pouzzolaniques sont plus lentes que l’hydratation du ciment. On a donc une modification de la cinétique de dégagement de chaleur; – des adjuvants. Sans parler des accélérateurs et retardateurs de prise, les fluidifiants, par exemple, ont un effet d’écran vis-à-vis de l’hydratation du ciment [BUI 84]; – de la quantité de chaleur déjà dégagée Q(t) et de la température absolue T(t). Cette dépendance s’exprime au moyen de la loi d’Arrhénius qui traduit le caractère thermoactivé de la réaction [REG 80, BYF 80]: Ea ⎞ Q· ( t ) = f ( Q ( t ) ) exp ⎛ – ------------⎝ RT ( t )⎠

(2)

où Ea est l’énergie d'activation de la réaction et R la constante des gaz parfaits. Cette loi est fondamentale dans la modélisation du béton au jeune âge. Elle a deux conséquences. La première est que le paramètre Q ne peut pas être éliminé entre

239


l’équation de la chaleur et la loi d’Arrhénius. En d’autres termes, l’état thermique du béton ne peut être décrit uniquement à l’aide de la température. On a besoin de connaître la quantité de chaleur dégagée Q(t) ou le degré d’hydratation1 ξ = Q(t)/Q(∞). La loi d’Arrhénius est une véritable loi d’évolution de ce paramètre. Le degré d’hydratation est calculé, au même titre que la température, par la résolution des équations présentées. La seconde conséquence est qu’il suffit d’effectuer un essai calorimétrique, qui donne f(Q), pour prédire le taux de chaleur générée sous différentes conditions. Il existe plusieurs méthodes expérimentales calorimétriques (comparées notamment dans [WAI 92] et [LIV 91]) pour la détermination de l’évolution du dégagement de chaleur pendant l’hydratation. Les plus courantes pour le béton sont: – la calorimétrie adiabatique; elle repose sur le fait que, en conditions parfaitement adiabatiques (tout échange de chaleur est empêché vers le milieu extérieur, dont la température est maintenue, par asservissement, égale à la température au cœur de l’éprouvette), la quantité de chaleur dégagée est déductible de l’élévation de température par simple multiplication par la capacité thermique du béton (en supposant celle-ci constante); – les essais semi-adiabatiques; ces essais recourent à un matériel plus simple et moins coûteux : on suit au long de l’hydratation la température d’une éprouvette de béton, de diamètre 16 cm et de hauteur 32 cm, placée, dès sa fabrication, dans une boîte calorifugée, dont on connaît les déperditions thermiques; il est dès lors possible de revenir à une courbe adiabatique théorique en corrigeant la courbe des températures mesurées des pertes du calorimètre et en traduisant la thermoactivation à l’aide de la loi d’Arrhénius [ACK 88]. La comparaison d’essais au calorimètre adiabatique et d’essais semi-adiabatiques montre cependant que, même après correction, il existe une différence entre les résultats obtenus à partir des deux appareils. Cela peut provenir de la réaction elle-même: les températures atteintes ne sont pas les mêmes dans les deux appareils, et il est possible que la quantité Q(∞) dépende de la température. La manière de corriger les résultats de l’essai semi-adiabatique (qui suppose un régime permanent de pertes) peut aussi être incriminée [SED 93]. Selon l’épaisseur des pièces à étudier, on pourra donc utiliser ou pas l’essai semi-adiabatique. Pour les pièces très massives, on lui préférera l’essai adiabatique. La loi d’Arrhénius est également à la base du concept de temps équivalent. Le temps équivalent te est celui qu'il aurait fallu à la réaction d’hydratation pour at1. On parle ici d’un degré d’hydratation alors qu’il y a en fait plusieurs réactions liées à chaque espèce anhydre; l'expérience montre toutefois que cette simplification n'est pas outrancière, sauf dans le cas des ciments avec ajouts pouzzolaniques.

240


teindre, à 20 °C, son état actuel (mesuré par exemple par le degré d’hydratation ξ = Q(t)/Q(∞) ): t Ea Ea te = exp ⎛ – -------------- + -----------------------------⎞ dτ (3) ⎝ RT ( τ ) R ( 273 + 20 )⎠ 0

∫

Suivant ce concept, on peut, à partir d’une courbe maîtresse (relation résistancetemps équivalent) prévoir les résistances au jeune âge du béton [BYF 80, CAR 83, TOR 92, DAL 93]. C'est ce principe qui est utilisé sur chantier dans les maturomètres pour prédire les résistances à court terme [CHA 96]. Dans la loi d’Arrhénius le paramètre fondamental est l’énergie d’activation Ea. Il a été mis en évidence aussi bien expérimentalement que par modélisation et simulations, que Ea dépend d'abord du ciment [BRE 82, DAL 02], puis de l’adjuvantation, de la température, de l’avancement de la réaction d’hydratation [BRE 82, DAL 93], de la durée de la période dormante (notamment si elle très longue) [DAL 04]. Comme ce paramètre est absolument fondamental dans la prévision de la résistance, des efforts particuliers ont été faits pour sa détermination. Les travaux de [DAL 04] ont permis de définir une méthode de détermination de Ea. Ce paramètre peut être également déterminé sur MBE (mortier de béton équivalent) à l’aide de calorimètres Langavant [DAL 98]. Enfin, une réflexion collective a également abouti à des recommandations applicables aux chantiers utilisant la méthode [DAL 04]. Ces recommandations portent sur: la régularité de la fabrication, le choix des points de mesures de la température dans l’ouvrage, le choix de l’instrumentation, l’étalonnage au laboratoire et sur chantier, et la mise en place de contrôles de conformité. Plus récemment, des travaux ont été conduits afin d’étudier l’influence de la maturité au décoffrage sur la qualité des parements en béton et la durabilité du béton de peau [NAC 02]. Le problème thermique fait également intervenir des conditions aux limites. En général, celles-ci s'expriment comme un flux de chaleur à travers les surfaces d’échanges: Q = – λ ( T s – T ext )

(4)

où Ts est la température de surface et Text la température du milieu ambiant. Le coefficient λ modélise globalement le processus d'échange avec le milieu extérieur, en caractérisant la plus ou moins grande isolation du béton en fonction du type de coffrage choisi (bois, métal, bâche isolante, surface libre) et des données climatiques (surface ventilée ou abritée) [LAP 82]. λ peut ainsi varier de 0,5 à 6 W/m2/K [ACK 88]. Pour des structures très élancées (comme les dalles de pont par exemple), une estimation correcte de la valeur des coefficients d'échange est

241


primordiale et un calage de ces paramètres par rapport au chantier souvent nécessaire1. Lorsque tous les paramètres des équations (1), (2) et (4) sont bien maîtrisés, la simulation des températures est en bon accord avec l’expérience (voir par exemple [TOR 95]). Il est donc possible de prédire les élévations de température, de tester l'effet de formulations différentes, de durée avant décoffrage, etc., dès lors que le problème industriel le justifie.

4.5.2. Comportement mécanique À partir des champs de température et de degré d’hydratation, et en supposant une décomposition des déformations en parties élastique, inélastique, retrait, fluage et thermique, on peut estimer les champs de contraintes. Les modèles utilisés sont fondés sur des concepts variés et dépassent le cadre de cet ouvrage. On trouvera des exemples de modélisations dans [BOU 92, TOR 95, ACK 96, SCH 02], [SCH 04] ou [ACK 04].

5. CONCLUSION La fissuration la plus pénalisante pour la durabilité des ouvrages en béton est la fissuration précoce. Elle donne, en effet, des fissurations ouvertes. Elle est, en pratique, toujours évitable. Voici cinq précautions élémentaires pour prévenir presque toutes les fissurations précoces (il faut noter que les quatre premières relèvent des règles de l’art qui devraient être toujours appliquées): – composer le béton de manière à ce que son dosage en éléments fins (ciment compris) soit optimal (mélange à porosité minimale), et choisir la dimension du plus gros granulat compatible avec la dimension du coffrage et l’encombrement de l’armature. On réduit ainsi le risque de fissures par tassement du béton frais et on assure une rétention correcte de l’eau de gâchage; – appliquer une brumisation ou choisir un produit de cure efficace; l’appliquer correctement et en temps voulu au dosage recommandé. On réduit et parfois même on supprime ainsi le risque de fissuration plastique; – veiller à la régularité des approvisionnements et de toutes les opérations de la chaîne de mise en œuvre; – prendre en compte, dès la conception de l’ouvrage, le risque de retrait thermique après prise dans le cas des ouvrages de masse; – s’affranchir du risque de retrait thermique dans le cas d’ouvrages traités thermiquement en soignant le procédé de préfabrication et, notamment, la durée de 1. Il peut exister un écart très important entre la valeur théorique d’un coefficient d’échange et sa valeur réelle, notamment à cause de la mise en œuvre sur chantier: du polystyrène maintenu par des poutres métalliques tous les 20 cm ne pourra pas être aussi isolant que prévu…

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cure, la vitesse de montée en température et de refroidissement, et la température maximale au cœur de la structure. Revenons au cas des bétons traités thermiquement mis à profit surtout dans les usines de préfabrication afin d’accélérer leurs acquisitions de résistances. En 1983, Marc Mamillan pouvait écrire: « le traitement thermique constitue le moyen le plus efficace pour obtenir la résistance nécessaire au démoulage en quelques heures ». Ceci n’est plus tout à fait exact aujourd’hui. Le développement des bétons de hautes performances, avec l’usage d’adjuvants et d’ajouts minéraux (et notamment des fumées de silice, qui font maintenant partie de certains ciments) a montré qu’il était possible d’obtenir des résistances mécaniques très élevées à des âges inférieurs à 24 heures, et ceci pour un coût global qui est du même ordre. Il faut ajouter à cela que les formulations modernes – celles des BHP notamment – conduisent à une augmentation des résistances finales, en même temps qu’à une amélioration de la plupart des caractéristiques qui contribuent à la durabilité du matériau. Bibliographie [ACK 86] ACKER P. – « Effets thermiques dans les bétons en cours de fabrication et applications aux ouvrages d’art : de nouveaux outils, pour une optimisation simultanée du coût et de la qualité ». Annales de l’ITBTP, 442, Série Béton 235, 1986, p. 61-77. [ACK 88] ACKER P. – Comportement mécanique du béton: apports de l’approche physicochimique. Rapport de recherche des LPC n° 152, 1988, 120 p. [ACK 90] ACKER P. – « Choix des paramètres pour les simulations thermiques ». Note interne LCPC, 1990. [ACK 96] ACKER P., ULM F.J. – « Modélisation des ouvrages en béton soumis à des effets thermiques et/ou hydriques ». Emploi des éléments finis en génie civil - La maîtrise de la modélisation des ouvrages, livre 2, chap. 6, Hermès, Paris, 1996. [ACK 04] ACKER P., TORRENTI J.-M., ULM F. (sous la dir. de) – Comportement du béton au jeune âge, traité MIM, Hermès sciences, 2004. [ACI 99] ACI Manual of Concrete Practice. Part 2, “Construction practices and inspection pavements”, ACI 305R-91, 1999. [ALT 88] AL-TAYYIB A.J., AL-ZAHRANI M.M., RASHEEDUZZAFAR, AL-SULAIMANI G.J. – “Effect of polypropylene fiber reinforcement on the properties of fresh and hardened concrete in the arabian Gulf environment”. Cement and Concrete Research, 18, 4, 1988, p. 561-570. [AGG 94] AGGOUN S., TORRENTI J.-M., LEGRAND M., PROST J. – « Étude de la fissuration du béton dans le cas des revêtements de tunnels ». Annales de l’ITBTP, 526, 1994, p. 1-29. [BAM 84] BAMFORTH P.B. – “Mass Concrete”. Concrete Society Digest n° 2, 1984.

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CHAPITRE 7

La durabilité dans le contexte normatif européen P. ROUGEAU, P. GUIRAUD

Résumé Les ouvrages en béton disposent aujourd’hui d’un nouveau support normatif très complet, constitué de normes européennes et de référentiels français. Cet ensemble de textes couvre le dimensionnement des ouvrages en béton (avec les Eurocodes), les constituants du béton (dont la norme NF EN 197-1 pour les ciments, les normes NF EN 12620 et XP P18-545 pour les granulats et la norme NF EN 934-2 pour les adjuvants), le béton et en particulier sa durabilité (norme NF EN 206-1, fascicule de documentation FD P18-011, recommandations sur l’alcali-réaction, le gel-dégel, la réaction sulfatique interne), les produits en béton (dont la norme NF EN 13369) et leur utilisation dans les ouvrages (Fascicule 65A, DTU…). Ces normes et référentiels se complètent de manière cohérente et permettent in fine de mieux appréhender et de mieux maîtriser la durabilité des structures en béton.

Mots-clés CONTEXTE NORMATIF, NORMES, RECOMMANDATIONS, EUROCODES, NF EN 206-1, NF EN 13369, FD P18-011, FASCICULE 65A, MARQUAGE CE

249


Définitions Directive Une directive européenne ou directive communautaire est un texte législatif voté par le parlement européen et qui rentre en vigueur après transposition obligatoire dans la réglementation de chaque État membre de l’Union européenne. Norme - Généralités Une norme est un « document établi par consensus, qui fournit, pour des usages communs et répétés, des règles, des lignes directrices ou des caractéristiques, pour des activités ou leurs résultats, garantissant un niveau d’ordre optimal dans un contexte donné. » (extrait du Guide ISO/CEI 2) La norme propose des solutions à des questions techniques et commerciales concernant les produits, les biens d’équipement et les services. Elle établit un compromis entre l’état de la technique et les contraintes économiques à un moment donné. La norme peut ainsi s’entendre comme un document de référence sur un sujet donné, dont elle reflète l’état de l’art, de la technique et du savoir-faire. En règle générale, la norme est d’application volontaire. Elle peut être rendue d’application obligatoire par les pouvoirs publics, notamment lorsqu’elle porte sur des aspects liés à la sécurité et les conditions liées aux marchés publics. C’est un document de référence utilisé notamment dans le cadre des marchés publics ou dans celui du commerce international et sur lequel s’appuie la plupart des contrats commerciaux. Elle est utilisée comme la référence incontestable simplifiant et clarifiant les relations contractuelles entre partenaires de la vie économique. C’est un document pouvant être utilisé pour étudier la jurisprudence. Norme harmonisée Les spécifications techniques qui servent de référentiel pour mettre sur le marché des produits satisfaisant aux exigences essentielles définies dans une directive sont établies au travers de normes dites harmonisées. Une annexe nommée « ZA » énumère les parties harmonisées (articles) de la norme volontaire. Cette annexe est reprise dans les réglementations des États membres et permet par son respect l’apposition du marquage CE sur les produits, les articles concernés par cette annexe deviennent réglementaires tandis que le reste de la norme demeure volontaire. L’annexe ZA précise également, pour chaque caractéristique et usage du produit, le rôle et les tâches respectives du fabricant et de l’organisme notifié (lorsqu’il est prévu). Norme française homologuée Une norme française homologuée est un document à contenu normatif dont la valeur technique est suffisamment reconnue, et pour lequel une officialisation des pouvoirs publics est nécessaire ou souhaitable en raison de sa destination (réfé-

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La durabilité dans le contexte normatif européen

rence dans la réglementation, secteur des marchés publics, base pour l’attribution de la marque NF, intérêt public…). Un projet de norme non homologué peut être publié sous forme de norme expérimentale lorsqu’il est nécessaire de le soumettre à une période de mise à l’épreuve avant d’en conserver son contenu, tel quel ou révisé. Fascicule de documentation Un fascicule de documentation est un document de référence à caractère essentiellement informatif. Il a pour but la diffusion des connaissances auprès des professions. Recommandation Il existe des textes qui énoncent des dispositions relevant de l’état de l’art mais qui ne sont ni réglementaires, ni normatifs. Ces textes sont publiés notamment par l’AFNOR (fascicules de documentation), le LCPC et/ou le SETRA.

1. INTRODUCTION Un ouvrage doit résister au cours du temps aux diverses agressions ou sollicitations (physiques, mécaniques, chimiques…), c’est-à-dire aux charges auxquelles il est soumis, ainsi qu’aux actions diverses telles que le vent, la pluie, le froid, la chaleur, le milieu ambiant… tout en conservant son esthétique. Il doit satisfaire, avec un niveau constant, les besoins des utilisateurs au cours du temps. Il est possible désormais de définir des objectifs de durabilité et de choisir avec précision les caractéristiques du béton en fonction de l’agressivité du milieu dans lequel se trouve l’ouvrage et d’optimiser ses caractéristiques afin de les adapter à la durée d’utilisation souhaitée. Les spécifications concernent la nature et le dosage minimal en ciment, la compacité minimale, la valeur maximale du rapport Eau/Ciment, l’enrobage minimal des armatures et la teneur maximale en chlorures dans le béton. Les connaissances actuelles sur les ciments et les bétons permettent d’optimiser et d’adapter la composition et la formulation des bétons aux contraintes environnementales auxquelles ils seront soumis, tout en respectant les critères de performances mécaniques. Un contexte normatif et réglementaire encadre désormais l’utilisation du matériau béton. Les normes pour le béton, d’une part, et les normes pour les produits en béton, d’autre part, ainsi que les recommandations constituent un ensemble cohérent, homogène, logique et complet (voir figure 7.1) qui permet de prendre en compte, dès la conception, tous les critères de durabilité.

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Cette évolution s’inscrit dans une logique de progrès visant à optimiser la qualité des bétons et à maîtriser la durabilité des ouvrages. STRUCTURE EN BÉTON

NORMES DE DIMENSIONNEMENT

NORMES D'EXÉCUTION

Norme béton NF EN 206-1

Normes sur les constituants du béton

Normes pour les produits préfabriqués en béton

Normes DTU et fascicules pour la réalisation des ouvrages avec des produits préfabriqués

Fascicules de recommandations

Figure 7.1 : le dispositif normatif du béton.

2. LES SPÉCIFICATIONS RELATIVES À LA DURABILITÉ DANS LES NORMES DE DIMENSIONNEMENT 2.1. Les normes de dimensionnement 2.1.1. Présentation générale Les normes Eurocodes ont pour objet d’harmoniser les règles de conception et de calcul au sein des différents états de la communauté européenne et de contribuer ainsi à la création du marché unique de la construction. Ces normes européennes forment un ensemble cohérent et homogène de règles techniques harmonisées pour la conception et le calcul des structures de génie civil et des bâtiments. Elles font appel à une approche semi-probabiliste de sécurité des constructions (méthode des coefficients partiels) avec des méthodes de dimensionnement fondées sur le concept des états limites (états limites de service et états limites ultimes). Elles fournissent une série de méthodes et de règles techniques communes à tous les pays européens pour calculer la stabilité, la résistance mécanique et la sécurité incendie des éléments ayant une fonction structurelle dans un ouvrage de cons-

252


truction en conformité avec les exigences essentielles de la directive sur les produits de construction (DPC : CCE 89/106, directive du 21 décembre 1988). Les Eurocodes constituent un ensemble de 58 normes regroupées en 10 documents (EN 1990 à EN 1999), parmi lesquelles on trouve : • NF EN 1990 Eurocode 0 : Bases de calcul des structures ; • NF EN 1991 Eurocode 1 : Actions sur les structures ; • NF EN 1992 Eurocode 2 : Calcul des structures en béton ; • NF EN 1996 Eurocode 6 : Ouvrages en maçonnerie ; • NF EN 1997 Eurocode 7 : Calcul géotechnique ; • NF EN 1998 Eurocode 8 : Calcul des structures pour leur résistance aux séismes. Les normes françaises Eurocodes (NF EN 1990 par exemple) sont constituées de la norme européenne (EN 1990), complétée par l’annexe nationale française. Cette annexe précise en particulier les paramètres, les valeurs, les procédures et les données climatiques à utiliser pour le calcul des structures en France (paramètres déterminés au niveau national, NDP, laissés au libre choix de chaque pays). Nota. En France, pour les ouvrages en béton, elles vont se substituer progressivement aux règles actuelles de dimensionnement (règles BAEL et BPEL).

La directive sur les produits de construction (CCE/89/106, directive du 21 décembre 1988) La directive « Produits de construction » couvre tous les produits destinés à être incorporés durablement dans un bâtiment ou un ouvrage de génie civil, dès lors qu’ils peuvent avoir une incidence sur la sécurité, la santé, l’environnement ou l’isolation. Les produits de construction visés par cette directive doivent être conçus de telle sorte que les ouvrages dans lesquels ils sont utilisés satisfassent aux exigences essentielles suivantes : 1) la résistance mécanique et la stabilité ; 2) la sécurité en cas d’incendie ; 3) l’hygiène, la santé et l’environnement ; 4) la sécurité d’utilisation ; 5) la protection contre le bruit ; 6) l’économie d’énergie et l’isolation thermique. Les produits concernés doivent porter le marquage CE symbolisant la conformité à ces dispositions.

Les différents articles des normes Eurocodes se décomposent en deux principales catégories, les principes et les règles d’application : – les principes (P) sont des énoncés d’ordre général et des définitions ou des prescriptions qui ne comportent pas d’alternative ; – les règles d’application sont conformes aux principes. Il est possible d’utiliser d’autres règles sous réserve de démontrer leur conformité aux principes.

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2.1.2. L’Eurocode 0 L’Eurocode 0 (norme NF EN 1990 « Bases de calcul des structures ») décrit les principes et les exigences pour la sécurité, l’aptitude au service et la durabilité des structures. Il est appliqué conjointement avec les autres Eurocodes. Le dimensionnement d’une structure est associé à la notion de durée d’utilisation de projet (durée pendant laquelle la structure ou une de ses parties est censée pouvoir être utilisée comme prévu en faisant l’objet de la maintenance escomptée, mais sans qu’il soit nécessaire d’effectuer des réparations majeures) et de fiabilité (capacité d’une structure ou d’un élément structural à satisfaire aux exigences spécifiées, pour lesquelles il ou elle a été conçu(e)). La fiabilité de la structure suppose un dimensionnement conforme aux normes Eurocodes et la mise en œuvre de mesures appropriées en matière d’exécution et de gestion de la qualité. Elle s’exprime en terme de probabilité. La maintenance couvre l’ensemble des opérations effectuées pendant la durée d’utilisation de la structure, afin de lui permettre de satisfaire aux exigences de fiabilité. L’Eurocode 0 pose comme exigences de base : • Article 2.1.1 (P) « Une structure doit être conçue et réalisée de sorte que, pendant la durée d’utilisation de projet (cf. tableau 7.1) escomptée, avec des niveaux de fiabilité appropriés et de façon économique : – elle résiste à toutes les actions et influences susceptibles d’intervenir pendant son exécution et son utilisation ; – elle reste adaptée à l’usage pour lequel elle a été conçue. » Tableau 7.1 : durée indicative d’utilisation de projet selon norme NF EN 1990 (Tableau 2.1 NF). Catégorie de durée d’utilisation de projet

Durée indicative d’utilisation de projet (années)

Exemples

1

10

Structures provisoires

2

25

Éléments structuraux remplaçables

3

25

Structures agricoles et similaires

4

50

Bâtiments et autres structures courantes

5

100

Bâtiments monumentaux Ponts et autres ouvrages de génie civil

254


• Article 2.1.2 (P) « Une structure doit être conçue et dimensionnée pour avoir une résistance structurale, une aptitude au service et une durabilité de niveaux appropriés. » Nota. La notion de durée d’utilisation de projet n’a pas de portée juridique liée à des textes législatifs et réglementaires traitant de responsabilité ou de garantie. Les termes de « durée de vie » ou « durée de service » sont parfois utilisés pour désigner la même notion. Dans ce livre, ces trois expressions recouvrent le même sens, celui indiqué dans la norme NF EN 1990.

L’article 2.4 de l’Eurocode 0 définit la notion de durabilité de la structure. • Article 2.4.1 (P) « La structure doit être projetée de sorte que sa détérioration, pendant la durée d’utilisation de projet, n’abaisse pas ses performances au dessous de celles escomptées, compte tenu de l’environnement et du niveau de maintenance escompté. » Les exigences de durabilité doivent être prises en compte en particulier dans : – les conditions d’environnement ; – la conception de la structure et le choix du système structural ; – le choix des matériaux ; – les dispositions constructives ; – l’exécution et la maîtrise de la qualité de la mise en œuvre ; – les mesures de protection spécifiques, – la maintenance… Pour atteindre la durée d’utilisation de projet requise pour la structure, des dispositions appropriées doivent être prises afin de protéger chaque élément structural des actions environnementales et maîtriser leurs effets sur la durabilité.

2.1.3. L’Eurocode 1 L’Eurocode 1 (norme NF EN 1991) traite des actions pour le calcul des structures. Il est composé de 10 normes qui définissent les actions pour la conception structurale des bâtiments et des ouvrages de génie civil, en particulier : – les poids volumiques des matériaux de construction et des matériaux stockés ; – le poids propre des éléments de construction ; – les charges d’exploitation à prendre en compte pour les bâtiments ; – les charges de neige, du vent, dues au trafic. Les annexes nationales précisent les actions à appliquer sur le territoire français telles que par exemple les charges de neige et des charges spécifiques d’exploitation.

255


2.1.4. L’Eurocode 2 La norme de base pour le calcul des structures en béton est l’Eurocode 2 (norme NF EN 1992 « Calcul des structures en béton »). L’Eurocode 2 comprend quatre normes : • NF EN 1992-1-1 : Règles générales et règles pour les bâtiments ; • NF EN 1992-1-2 : Règles générales - Calcul du comportement au feu ; • NF EN 1992-2 : Ponts - Calcul et dispositions constructives ; • NF EN 1992-3 : Silos et réservoirs. Ces normes permettent le calcul des bâtiments et des ouvrages de génie civil en béton non armé, en béton armé ou en béton précontraint. Elles s’appliquent aussi pour le dimensionnement des produits préfabriqués en béton. Elles traitent, en conformité avec l’Eurocode 0, des principes et des exigences pour la sécurité, l’aptitude au service, la durabilité et la résistance au feu des structures en béton. Les autres exigences, telles que celles relatives aux isolations thermiques et acoustiques, par exemple, n’y sont pas traitées.

2.1.4.1. Eurocode 2 partie 1-1 La norme NF EN 1992-1-1 définit les principes généraux du calcul des structures et les règles spécifiques pour les bâtiments. Les principes relatifs à la durabilité font l’objet de la section 4 (durabilité et enrobage des armatures). Ces principes conformes à ceux de la section 2 de la norme NF EN 1990 introduisent pour la conception vis-à-vis de la durabilité, la prise en compte des actions environnementales et de la durée d’utilisation de projet. Article 4.1 (1) (P): « Une structure durable doit satisfaire aux exigences d’aptitude au service, de résistance et de stabilité pendant toute la durée d’utilisation de projet, sans perte significative de fonctionnalité ni maintenance imprévue excessive. » L’article 4.2 reprend les classes d’exposition définies dans la norme NF EN 206-1. Cette classification est fonction des actions environnementales auxquelles sont soumis l’ouvrage ou les parties d’ouvrages. Les exigences relatives à la durabilité (article 4.3) sont basées sur la mise en œuvre de dispositions appropriées afin de protéger chaque partie d’ouvrage des actions environnementales. Ces dispositions sont à prendre tout au long du cycle de conception jusqu’à la réalisation de l’ouvrage, en passant par le choix des matériaux, des dispositions constructives, des procédures de maîtrise de la qualité et de contrôles d’inspection.

256


La norme décrit (article 4.4) les règles de détermination de l’enrobage nominal du béton. L’article 7.3 (maîtrise de la fissuration) précise que la fissuration doit être limitée pour ne pas porter atteinte à la durabilité de la structure. Des limites d’ouverture des fissures en fonction du type de béton (béton armé, béton précontraint) et de la classe d’exposition sont définies. La section 8 prescrit les dispositions constructives relatives aux armatures de béton armé et de béton précontraint qui doivent être respectées pour satisfaire aux exigences de durabilité. L’annexe E prescrit des classes de résistance minimales en fonction de la classe d’exposition pour assurer la durabilité de l’ouvrage.

2.1.4.2. Détermination de l’enrobage selon l’Eurocode 2 L’enrobage des armatures représente la distance entre la surface du béton et l’armature la plus proche (cadres, étriers, épingles, armatures de peau, etc.). L’enrobage des armatures et les caractéristiques du béton d’enrobage sont des paramètres fondamentaux pour la maîtrise de la pérennité des ouvrages. Les recommandations de l’Eurocode 2 en matière d’enrobage des bétons de structures sont novatrices. Elles visent, en conformité avec la norme NF EN 206-1 et les normes des produits préfabriqués, à optimiser de manière pertinente la durabilité des ouvrages. En effet, la détermination de la valeur de l’enrobage, qui doit satisfaire en particulier aux exigences de bonnes transmissions des forces d’adhérences et aux conditions d’environnement doit prendre en compte : – la classe d’exposition dans laquelle se trouve l’ouvrage (ou la partie d’ouvrage) ; – la classe de résistance du béton ; – le type de systèmes de contrôles qualité mis en œuvre pour assurer la régularité des performances du béton et la maîtrise du positionnement des armatures ; – le type d’armatures (précontraintes ou non) et leur nature (acier au carbone, inox) et leur éventuelle protection contre la corrosion ; – la maîtrise du positionnement des armatures. La valeur de l’enrobage peut ainsi être réduite en particulier : – si l’on choisit un béton présentant une classe de résistance à la compression supérieure à la classe de référence (définie pour chaque classe d’exposition) ; – s’il existe un système de contrôle de la qualité ; – si l’on utilise des armatures inox.

257


L’Eurocode 2 permet aussi de dimensionner l’ouvrage pour une durée de service supérieure en augmentant la valeur de l’enrobage (+ 10 mm pour passer de 50 à 100 ans). Le LCPC a édité un guide technique intitulé Structures en béton conçues avec l’Eurocode 2 - Note technique sur les dispositions relatives à l’enrobage pour l’application en France. Les règles de calcul des enrobages de l’Eurocode 2 y sont explicitées. Les spécificités nationales telles que la prise en compte des classes d’exposition liées aux environnements chimiquement agressifs sont présentées.

2.1.4.3. Eurocode 2 partie 2 L’Eurocode 2 partie 2 (NF EN 1992-2) définit les principes, les règles de conception et les dispositions spécifiques pour les ponts en béton non armé, en béton armé et en béton précontraint constitué de granulats de masse volumique traditionnelle ou légers. Il précise (section 4 article 4.2) les exigences sur les conditions d’environnement, en particulier, relatives aux classes d’exposition pour les surfaces de béton protégées par une étanchéité ou exposées aux agressions des sels de déverglaçage. Ces exigences ont été complétées dans l’Annexe nationale française : – classe d’exposition pour surfaces protégées par une étanchéité, XC3 ; – distances de l’effet des sels de déverglaçage par rapport à la chaussée (6 m dans le sens horizontal et dans le sens vertical) ; – classes d’exposition pour surfaces soumises directement aux sels de déverglaçage : XD3 et XF2 ou XF4. La section 8 concerne les dispositions constructives relatives aux armatures de béton armé et de précontrainte.

3. LES SPÉCIFICATIONS RELATIVES À LA DURABILITÉ DANS LES NORMES SUR LES CONSTITUANTS DES BÉTONS Les constituants du béton (ciments, granulats, adjuvants…) font l’objet de normes qui précisent en particulier les spécifications relatives à la durabilité du béton.

3.1. Les normes ciments 3.1.1. La norme NF EN 197-1 La norme NF EN 197-1 Ciment, partie 1 « Composition, spécifications et critères de conformité des ciments courants » définit cinq types de ciments courants selon leur composition :

258


• • • • •

CEM I CEM II CEM III CEM IV CEM V

Ciment Portland Ciment Portland composé Ciment de haut-fourneau Ciment pouzzolanique Ciment composé

Elle est subdivisée en trois rubriques : – la première partie est descriptive, elle définit les constituants du ciment (clinker Portland, laitier granulé de haut-fourneau, pouzzolanes, cendres volantes silicieuses ou calciques, schistes calcinés, calcaires, fumées de silice, sulfate de calcium) et délimite les différents types de ciments courants ; – la deuxième partie définit les classes de résistance (32,5 N/32,5 R/42,5 N/42,5 R/52,5 N/52,5 R) et les spécifications mécaniques et physico-chimiques ; – la troisième partie est consacrée aux critères de conformité, aux fréquences d’essais et aux valeurs limites. Cette norme précise en particulier (article 7.4) quelques exigences de durabilité : – le ciment a une influence sur la durabilité du béton notamment dans les conditions environnementales sévères (gel, attaques chimiques) ; – le choix du ciment adapté et en particulier le type et la classe de résistance est fonction de son utilisation, de l’application et de la classe d’exposition. Il doit tenir compte des normes et règlements en vigueur sur le lieu d’utilisation du béton. Les ciments courants font l’objet d’un marquage CE réglementaire et obligatoire. Ce marquage atteste de leur conformité à la norme harmonisée EN 197-1 et permet à ces ciments de circuler librement au sein de l’espace économique européen. Le marquage CE atteste que les ciments respectent les exigences essentielles de la Directive sur les Produits de Construction (DPC) en matière de santé, sécurité et respect de l’environnement. La marque NF (démarche volontaire du fabricant), complémentaire du marquage CE, atteste que les ciments offrent des garanties complémentaires sur leur composition, leurs performances et leurs contrôles et qu’ils sont conformes au niveau de qualité requis par le marché français en fonction des conditions climatiques et environnementales ainsi que des techniques de mise en œuvre.

3.1.2. Les autres normes sur les ciments Les ciments courants répondent aux exigences des emplois usuels. Les ouvrages soumis à des agressions spécifiques peuvent nécessiter le recours à des ciments présentant une caractéristique particulière du fait de leur composition. En présence d’un facteur agressif pouvant entraîner la dissolution de la portlandite, on préférera des ciments conduisant à une faible teneur en portlandite. Vis-à-vis des

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agressions dues aux milieux marins ou aux eaux sulfatées, on utilisera respectivement des ciments prise mer (PM) ou résistant aux eaux sulfatées (ES). Pour certaines classes d’exposition ou certains ouvrages particuliers, des exigences relatives aux caractéristiques des ciments peuvent être requises. Les ciments possédant ces caractéristiques font l’objet de normes spécifiques. • Ciments pour travaux à la mer (PM) NF P15-317 Ces ciments présentent des teneurs limitées en aluminate tricalcique (C3A) qui leur permettent de conférer au béton une résistance accrue à l’agression des ions sulfate en présence d’ions chlorure, au cours de la prise et ultérieurement. • Les ciments pour travaux en eaux à haute teneur en sulfates (ES) NF P15-319 Ces ciments présentent des teneurs limitées en aluminate tricalcique (C3A). • Les ciments à teneur en sulfures limitée (CP) NF P15-318 Ces ciments ont une teneur en sulfures limitée. La norme prévoit deux classes notées CP1 et CP2 : cette limitation permet d’éviter un risque de réaction provoquant un dégagement d’hydrogène pouvant fragiliser l’acier sous contrainte. • Les ciments de haut-fourneau à faible résistance à court terme NF EN 197-4. Le processus d’hydratation de ces ciments est ralenti à court terme du fait de la composition, la finesse ou la réactivité des constituants. Ces ciments sont en particulier adaptés pour le bétonnage en période estivale ou la réalisation de pièces massives car ils permettent de limiter la valeur de la température au cœur du béton.

3.2. Les normes granulats 3.2.1. La norme NF EN 12620 (granulats pour béton) La norme NF EN 12620 définit les termes relatifs aux granulats pour béton relevant de la Directive sur les Produits de Construction. Elle prescrit des catégories de valeurs maximales pour chaque caractéristique physique ou mécanique, spécifiant les granulats et les fillers utilisés dans la fabrication des bétons. Elle concerne en particulier les bétons conformes à la norme NF EN 206-1, les granulats entrant dans la composition des produits préfabriqués en béton et les bétons routiers. Elle précise les caractéristiques physiques et chimiques relatives à l’évaluation de la conformité des granulats et au système de maîtrise de la production. Elle spécifie des exigences relatives à la durabilité (article 5.7) concernant : – la résistance des gravillons au gel-dégel ; – la stabilité volumique et le retrait au séchage ; – la réaction alcali-silice.

260


3.2.2. La norme XP P18-545 (granulats, éléments de définition, conformité et codification) La norme XP P18-545 définit les règles générales permettant d’effectuer les contrôles des granulats. Elle regroupe en codes les catégories définies dans la norme NF EN 12620 pour les divers usages possibles (granulats pour chaussées, pour béton de ciment, pour mortiers, etc.). Elle définit des critères de régularité et de conformité et les fiches techniques produit. Elle précise article 10.7 (applications à certains usages) des spécifications sur les granulats pour certaines classes d’exposition (XF3 et XF4) et certains types d’ouvrages.

3.3. La norme adjuvants pour béton La norme de référence pour les adjuvants est la norme NF EN 934-2. Elle fixe les exigences sur les adjuvants et spécifie les caractéristiques et les critères de conformité.

4. LES RECOMMANDATIONS ET LES FASCICULES DE DOCUMENTATION En France, des documents spécifiques, recommandations et fascicules de documentation, synthétisent des principes de prévention pour des problématiques de durabilité en complétant les normes européennes.

4.1. Les recommandations pour la prévention contre les phénomènes d’alcali-réaction Les recommandations relatives à la prévention contre les phénomènes d’alcaliréaction font l’objet d’un fascicule édité par le LCPC en juin 1994 intitulé Recommandations pour les préventions des désordres dus à l’alcali-réaction. Le principe de la démarche préventive consiste à ne pas se retrouver dans une situation dans laquelle sont présentes simultanément les trois conditions nécessaires à l’amorçage de la réaction. Il convient donc d’éviter la conjonction des trois facteurs : eau (condition d’humidité relative supérieure à 80-85 %)/quantité d’alcalins dans le béton importante/silice réactive (présence de granulats réactifs). La méthode de prévention se décline en deux étapes. Elle consiste en fonction de l’environnement (classe 1 à 4, tableau 7.2) et du type d’ouvrage (type I à III, tableau 7.3) à déterminer le niveau de prévention à atteindre (A, B ou C, tableau 7.4), puis vérifier que la formulation prévue pour le béton est satisfaisante. Elle permet donc de mettre en œuvre des recommandations de prévention adaptées à l’importance de l’ouvrage et à son environnement (voir aussi chapitre 11).

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Tableau 7.2 : classe d’environnement vis-à-vis des phénomènes d’alcali-réaction. Classe

Environnement

1

Sec ou peu humide (hygrométrie inférieure à 80 %)

2

Hygrométrie supérieure à 80 % ou en contact avec l’eau

3

Hygrométrie supérieure à 80 % et avec gel et fondants

4

Marin

Tableau 7.3 : types d’ouvrage vis-à-vis des phénomènes d’alcali-réaction. Types d’ouvrages

Niveau de risque

Exemples d’ouvrages

I

Risques d’apparition des désordres faibles ou acceptables

Éléments non porteurs La plupart des produits préfabriqués en béton

II

Risques d’apparition de désordres peu tolérables

La plupart des ouvrages de génie civil

III

Risques d’apparition de désordres inacceptables

Tunnels, barrages, ponts, viaducs

Tableau 7.4 : niveau de prévention vis-à-vis des phénomènes d’alcali-réaction. Types d’ouvrages

Classe d’exposition 1

2

3

4

I

A

A

A

A

II

A

B

B

B

III

C

C

C

C

Les recommandations à appliquer sont fonction du niveau de prévention : – niveau A : pas de spécification particulière ; – niveau B : six possibilités d’acceptation de la formule béton ; – niveau C : granulats non réactifs (granulats PRP1 sous conditions). Pour valider une composition, il convient de répondre au moins une fois positivement à l’une des six questions : – l’étude du dossier granulats montre-t-elle que les granulats sont non réactifs ? – la formulation satisfait-elle à un critère analytique (bilan des alcalins) ? – la formulation satisfait-elle à un critère de performance ? 1. Granulat PRP : voir définition au paragraphe 2.8.3.1, chapitre 11.

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– la formulation présente-t-elle des références d’emplois suffisamment convaincantes ? – le béton contient-il des additions minérales inhibitrices en proportions suffisantes ? – les conditions particulières aux granulats PRP sont-elles satisfaisantes ? La norme NF EN 206-1 donne des recommandations relatives à la réaction alcalisilice (article NA 5.2.3.4) en précisant que le niveau de prévention à mettre en œuvre doit être adapté à l’importance stratégique de l’ouvrage, aux risques de désordre et à leurs conséquences, en fonction en particulier du type d’ouvrage, du niveau d’entretien (et des conditions d’accessibilité et d’intervention sur l’ouvrage) et de la durée d’utilisation de projet souhaitée.

4.2. Les recommandations pour la durabilité des bétons durcis soumis au gel Les recommandations de niveau national relatives à la prévention contre les mécanismes développés par le gel font l’objet d’un guide technique édité par le LCPC en décembre 2003 intitulé Recommandations pour la durabilité des bétons durcis soumis au gel. Les recommandations concernent les bétons réalisés sur chantier, en usines de préfabrication et en centrales de béton prêt à l’emploi pour les ouvrages relevant du domaine du génie civil, et conçus pour une durée d’utilisation de projet de 100 ans. Les produits préfabriqués disposant d’une certification intégrant les risques liés au gel-dégel ne sont pas concernés par ces recommandations. Ce document précise les dispositions relatives à l’élaboration des bétons traditionnels, des bétons à hautes performances et des bétons à technologie spécifique: béton à démoulage immédiat (bétons fabriqués en usine de préfabrication), bétons moulés sur site avec une machine à coffrage glissant et bétons projetés. Les principes de prévention s’appliquent aux ouvrages non protégés des intempéries ou au contact avec l’eau ou les rejaillissements de saumure et soumis à deux types d’exposition spécifiques : le gel pur ou le gel pur en présence de sels de déverglaçage. Les recommandations s’appuient pour les granulats sur les normes NF EN 12620 et XP P18-545 ainsi que sur la norme NF EN 1367-1 pour la sensibilité au gel. Elles définissent les essais à mettre en œuvre ainsi que les caractéristiques à exiger sur le béton durci (facteur d’espacement des bulles d’air). Les essais performantiels sont basés sur des cycles de gel-dégel en présence ou non de sels de déverglaçage.

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La méthode consiste à définir le type de béton à mettre en œuvre en fonction des niveaux de gel (gel sévère et gel modéré) – niveau précisé dans la carte des zones de gel en France (cf. norme NF EN 206-1, fascicule de documentation P18-326 et figure 10.43 du chapitre 10) – et des niveaux de salage (salage peu fréquent, salage fréquent, salage très fréquent) – niveau précisé dans le document SETRA Aide à l’élaboration du dossier d’organisation, de la viabilité hivernale. Les zones de gel faible ne sont pas concernées par ces recommandations (voir aussi chapitre 10). Selon le niveau de gel auquel est soumis l’ouvrage et le niveau de salage, on distingue quatre types de bétons. Tableau 7.5 : type de bétons définis selon les niveaux de gel et de salage. Niveau de salage

Niveau de gel Modéré

Sévère

Peu fréquent

Béton adapté*

Béton G

Fréquent

Béton adapté* avec : teneur en air minimale = 4 % ou essais de performance

Béton G + S

Très fréquent

Béton G + S

Béton G + S

* Béton adapté : béton conforme aux normes en vigueur, (norme NF EN 206-1, normes de produit) et possédant une bonne compacité.

Seuls les bétons G et G + S font l’objet de prescriptions particulières. Les recommandations concernent la formulation, les spécifications sur les constituants (ciments, granulats, additions), les spécifications exigées sur le béton durci ainsi que la fabrication, la mise en œuvre et les dispositions constructives. Le guide technique consacre aussi un chapitre spécifique aux modalités de réalisations des épreuves d’étude et de convenance, et donne des éléments pour la mise en place d’un plan de contrôle de la qualité des bétons.

4.3. Le fascicule de documentation FD P18-011 Le fascicule de documentation FD P 18-011 « Béton - Définition et classification des environnements chimiquement agressifs - Recommandations pour la formulation des bétons » définit des environnements agressifs pour les bétons armés et les bétons précontraints et les classes d’agressivités correspondantes. Il recommande des mesures préventives pour la formulation des bétons résistants à ces environnements agressifs.

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La norme NF EN 206-1 spécifie, dans les tableaux NA.F.1 et NA.F.2, des exigences relatives aux bétons en fonction des classes d’exposition. Elle précise, pour les classes d’exposition XA1, XA2 et XA3 qu’il convient de se référer au fascicule P18-011 pour le choix du ciment. Le fascicule de documentation FD P18-011 distingue trois types d’environnements agressifs : – les milieux gazeux : gaz, vapeurs ; – les milieux liquides : eaux pures, eaux de mer, solutions de sels, d’acides ou de bases, eaux résiduaires, liquides organiques (huiles, pétrole, solvants) ; – les milieux solides : sols naturels ou remblais dont l’agressivité, conditionnée à la présence d’eau, est fonction de la composition de la solution intergranulaire et de sa circulation éventuelle. Pour chaque niveau d’agressivité, le fascicule donne des recommandations sur le choix du type de ciment pour les milieux contenant des sulfates, l’eau de mer et les solutions acides (voir aussi chapitre 12).

4.4. Les recommandations pour la prévention des désordres dus à la réaction sulfatique interne (ou formation différée d’ettringite) Un document synthétisant les recommandations à mettre en œuvre pour éviter les phénomènes de gonflement interne sulfatique a été publié en 2007 par le LCPC. Il propose une démarche préventive en matière de protection contre des risques de formation différée d’ettringite, adaptée de celle qui a été mise au point pour la prévention des désordres dus à l’alcali-réaction. La démarche se fait en deux temps : – détermination du niveau de prévention à atteindre en fonction de la catégorie d’ouvrage et de sa classe d’exposition ; – orientation vers la (ou les) solution(s) possible(s) en fonction du niveau de prévention retenue (voir chapitre 11).

5. LA NORME NF EN 206-1 5.1. Présentation générale La résistance du béton aux diverses conditions environnementales auxquelles il est soumis pendant la durée d’utilisation prévue de la structure est conditionnée notamment par le respect de spécifications sur le béton. Ces exigences concernent en particulier les bétons structuraux de bâtiments et d’ouvrages de génie civil. Pour ces bétons, les spécifications sont définies dans la norme NF EN 206-1 ou dans les normes de produit :

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« Les bétons coulés en place qu’ils soient réalisés par un producteur de béton prêt à l’emploi ou sur le chantier, destinés aux bâtiments et ouvrages de génie civil sont gouvernés par la norme NF EN 206-1, dont l’édition française est parue en avril 2004 et qui est d’application effective depuis le 1er janvier 2005, pour les produits préfabriqués structuraux en béton, autres que les blocs, les normes européennes harmonisées s’appuient sur la norme NF EN 13369, laquelle précise et complète, pour les aspects concernant les produits préfabriqués structuraux, la norme NF EN 206-1. » Pour les autres produits préfabriqués, dont les blocs, il existe des normes européennes harmonisées qui contiennent en elles-mêmes toutes les spécifications nécessaires. Les produits en béton sont conformes à leurs normes respectives. La norme NF EN 206-1 (Béton, partie 1 « Spécifications, performances, production et conformité ») définit pour les bétons de structures en plus des spécifications relatives au béton, les responsabilités du prescripteur (responsable de la spécification du béton) et du producteur (responsable de la conformité et du contrôle de la production). Elle fournit des règles précises concernant la spécification, la production, la livraison et le contrôle de la conformité des bétons. Elle s’applique lorsque le lieu d’utilisation du béton est la France. Elle est composée de la norme européenne EN 206-1 et de l’Annexe nationale française indispensable pour son utilisation en France, qui spécifie les dispositions complémentaires à respecter en tenant compte des spécificités climatiques et géographiques françaises. Le respect de la norme NF EN 206-1 est exigé par les textes concernant l’exécution des ouvrages et des structures en béton, en particulier le fascicule 65 et le DTU 21 (norme NF P18-201) mis à jour et adaptés pour en préciser les modalités d’application. Pour les produits préfabriqués, le respect des normes européennes harmonisées est exigé par les textes concernant l’exécution des ouvrages et des structures en béton, en particulier les fascicules (29, 31, 62, 64, 65, 70) et les normes DTU. Le code des assurances précise que leur non-respect déchoit l’assuré de ses droits. Elle prend en compte la notion de durabilité en s’appuyant sur la notion de classe d’exposition. Elle impose au prescripteur de définir les risques d’agressions et d’attaques auxquels le béton de l’ouvrage ou de chaque partie d’ouvrage va être exposé pendant la durée d’utilisation de la structure. Elle permet, en combinant les classes d’exposition, de définir avec précision l’environnement de chaque partie d’ouvrage et donc de prescrire un béton parfaite-

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ment adapté. Elle spécifie, en termes de composition et de performance, des formules de béton adaptées pour chaque classe d’exposition.

5.2. Les bétons concernés par la norme NF EN 206-1 La norme NF EN 206-1 couvre : – les bétons dont l’air occlus (autre que l’air entraîné) est négligeable les bétons de masse volumique normale (masse volumique comprise entre 2000 et 2600 kg/m3) ; – les bétons lourds (masse volumique supérieure à 2 600 kg/m3) ; – les bétons légers (masse volumique comprise entre 800 et 2 000 kg/m3). Elle ne concerne pas les bétons non structuraux et les bétons particuliers tels que les bétons de tranchée, de remplissage, de calage, de propreté, caverneux réalisés avec des granulats non minéraux, aérés… Des exigences complémentaires sont données dans d’autres normes européennes spécifiques pour des applications particulières, tels que par exemple les bétons destinés aux chaussées routières.

5.3. Les classes d’exposition des bétons La norme NF EN 206-1 définit des classes d’exposition en fonction des actions dues à l’environnement auxquelles les bétons de l’ouvrage ou de la partie de l’ouvrage vont être soumis pendant leur durée de service. Elle définit 18 classes d’exposition regroupées en 6 familles par risque de corrosion, d’attaques ou d’agressions dépendant des actions et conditions environnementales auxquelles le béton de l’ouvrage, ou de la partie de l’ouvrage, est soumis: • Classe XO : aucun risque de corrosion ou d’attaque ; • Classe XC : corrosion induite par carbonatation ; • Classe XD : corrosion induite par les chlorures ayant une origine autre que marine ; • Classe XS : corrosion induite par les chlorures présents dans l’eau de mer ; • Classe XF : attaque gel / dégel avec ou sans agent de déverglaçage ; • Classe XA : attaques chimiques. En France, l’Annexe nationale a adapté les classes d’exposition au contexte climatique et géographique français. La norme décrit, pour chaque classe d’exposition, l’environnement et le type de béton concerné et donne des exemples d’ouvrages ou de partie d’ouvrage à titre informatif.

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Les classes d’exposition prennent notamment en compte l’humidité relative du milieu et les éventuels cycles d’humidification/séchage. La prise en compte de l’environnement dans lequel va être situé l’ouvrage et les risques d’agressions et d’attaques auxquels il va être exposé pendant sa durée de service, va permettre d’optimiser les performances du béton et sa durabilité. Une même partie d’ouvrage peut être exposée à des classes d’exposition différentes. La combinaison des classes d’exposition permet donc de définir avec précision l’environnement de chaque partie d’ouvrage. À chacune des classes correspondent des spécifications sur la composition du béton et la classe de résistance, sous forme de valeurs limites et d’exigences minimales. Le béton doit donc respecter toutes les exigences prévues pour chaque classe d’exposition. La précision par le prescripteur des paramètres permettant la détermination des classes d’exposition est donc fondamentale pour chaque projet. Le choix des classes d’exposition est de sa responsabilité.

5.4. Les exigences liées aux classes d’exposition La norme NF EN 206-1 spécifie les exigences applicables : – aux constituants du béton ; – aux propriétés du béton frais et durci et à leur vérification ; – aux limitations imposées à la composition du béton ; – à la spécification du béton ; – à la livraison du béton frais ; – aux procédures de contrôle de production ; – aux critères de conformité et à l’évaluation de la conformité. La résistance du béton aux diverses conditions environnementales auxquelles il est soumis impose le respect d’exigences précises traduites sous forme de propriété du béton et de valeurs limites de composition. Ces exigences propres à chaque classe d’exposition doivent être spécifiées en termes de : – type et classe de constituants permis ; – rapport maximal eau/ciment ; – dosage minimal en ciment (ou absorption d’eau maximale dans les cas des produits structuraux préfabriqués) ; – résistance minimale à la compression du béton ; et, dans certains cas : – teneur minimale en air du béton ou résistance à des essais de gel-dégel.

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Les exigences de durabilité du béton doivent prendre en compte la durée de service prévue des structures dans des conditions d’entretien optimales.

5.5. Les trois types de béton La norme NF EN 206-1 décline trois types de béton prêts à l’emploi ou fabriqué sur chantier. Les bétons à composition prescrite (BCP) Bétons pour lesquels la composition et les constituants à utiliser sont spécifiés par le prescripteur au producteur. Le producteur est responsable de fournir un béton respectant cette composition. La responsabilité du prescripteur est de réaliser une étude de formulation et d’établir la composition détaillée du béton qu’il doit fournir au producteur. Les bétons à propriétés spécifiées (BPS) Bétons pour lesquels les propriétés requises et les caractéristiques supplémentaires sont spécifiées par le prescripteur au producteur. Le producteur est responsable de fournir un béton satisfaisant à ces exigences. Les bétons à composition prescrite dans une norme Bétons dont la composition est définie dans une norme applicable là où le béton est utilisé (en France, l’un des exemples est la norme NF P18-201 - DTU 21 qui spécifie (article 4.5.3) des compositions de béton pour des applications particulières (ouvrages de catégorie A). Le prescripteur a la responsabilité dans ce cas de sélectionner, dans la norme, la composition appropriée à l’ouvrage.

5.6. Les tâches et responsabilité des acteurs La norme NF EN 206-1 distingue les notions de prescripteur, de producteur du béton et d’utilisateur. Elle définit et donc clarifie les tâches et les responsabilités de chaque acteur. Le prescripteur du béton doit prescrire toutes les exigences pertinentes nécessaires à l’obtention des propriétés du béton, à sa mise en place, ou à tout autre traitement ultérieur ou pour obtenir un aspect architectonique. Il doit prendre en compte en particulier : l’utilisation du béton frais et durci, les conditions de cure, les agressions environnementales auxquelles la structure sera exposée, toutes les exigences sur les granulats apparents ou la finition des surfaces, toutes les exigences liées aux enrobages.

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5.7. La classification des bétons 5.7.1. Les classes de résistance des bétons La résistance des bétons durcis à 28 jours peut être mesurée sur des éprouvettes cylindriques ou cubiques, elle peut donc être définie par deux valeurs : fck-cyl et fck-cube. La norme NF EN 206-1 propose deux familles de classes de résistance en fonction de la masse volumique du béton, qui correspondent à la résistance caractéristique que doit atteindre le béton à 28 jours : – la classe de résistance à la compression des bétons de masse volumique normale et des bétons lourds est désignée par la lettre C suivie des valeurs fck-cyl et fck-cube ; – la classe de résistance des bétons légers est désignée par les lettres LC suivies des valeurs fck-cyl et fck-cube. Elle définit respectivement seize classes de résistance pour les bétons de masse volumique normale et les bétons lourds de C 8/10 à C 100/115 et quatorze classes pour les bétons légers de LC 8/9 à LC 80/88.

5.7.3. Les classes de teneurs en chlorures La norme NF EN 206-1 définit les teneurs maximales en ions chlorure du béton à respecter en fonction de son type d’utilisation. Elle définit quatre classes de teneur : – Cl 0,20 pour les bétons contenant des armatures de précontrainte en acier ; – Cl 0,40 pour les bétons contenant des armatures en acier ou des pièces métalliques noyées ; – Cl 0,65 pour les bétons contenant des armatures en acier ou des pièces métalliques noyées et formulés avec des ciments de type CEM III ; – Cl 1,0 pour les bétons ne contenant ni armature en acier, ni pièces métalliques noyées. Les classes de chlorures permettent d’adapter la composition du béton en fonction des risques de corrosion des armatures. La teneur maximale en ions chlorure est définie en pourcentage de la masse du ciment. La teneur en chlorure du béton correspond à la somme des chlorures apportés par tous les constituants.

5.7.4. Les valeurs limites pour le classement des attaques chimiques La norme NF EN 206-1 définit les valeurs limites des paramètres correspondants aux attaques chimiques. Ces seuils correspondent à des caractéristiques chimiques des eaux de surfaces et souterraines ou des sols.

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Pour ce type d’environnement, l’Annexe nationale renvoie au fascicule de documentation FD P18-011 « Bétons - Définition et classification des environnements chimiquement agressifs - Recommandations pour la formulation des bétons », notamment pour le choix de ciments. Nota. Le choix de la classe se fait par rapport à la caractéristique chimique conduisant à l’agression la plus élevée.

5.8. Les exigences sur les constituants 5.8.1. Le choix du ciment Le choix du ciment doit prendre en considération : – les contraintes d’exécution de l’ouvrage, – l’utilisation finale du béton ; – les conditions de cure ; – les dimensions de la structure (développement de chaleur) ; – les agressions environnementales auxquelles la structure est exposée ; – la réactivité potentielle des granulats aux alcalins des constituants.

5.8.2. Le choix des granulats Le type, la dimension et les catégories de granulats doivent être sélectionnés en tenant compte : – des contraintes d’exécution de l’ouvrage ; – de l’utilisation finale du béton ; – des conditions environnementales auxquelles sera soumis le béton ; – de toutes les exigences liées aux traitements de surface appliqués au béton frais ou durci.

5.9. Les valeurs limites spécifiées applicables à la composition et aux propriétés des bétons La norme NF EN 206-1 définit des valeurs limites spécifiées relatives à la composition et aux propriétés du béton en fonction de chaque classe d’exposition dans deux tableaux (NA.F.1 et NA.F.2). Ces valeurs sont basées sur une durée d’utilisation de la structure de 50 ans. Dans le cas des produits de structure préfabriqués, le préfabricant a la possibilité d’utiliser au choix les exigences de l’un ou l’autre des deux tableaux. Pour chaque type de produit préfabriqué, une procédure documentée doit mentionner le tableau auquel il est fait référence. Les exigences minimales en fonction des classes d’exposition ne sont pas les mêmes dans l’ensemble des pays couverts par l’EN 206-1 compte tenu des particularités climatiques, géologiques et des techniques de construction spécifiques à chaque pays.

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Les tableaux NA.F.1 et NA.F.2 précisent en fonction de chaque classe d’exposition : – le rapport Eauefficace/liant équivalent maximal ; – la classe de résistance minimale du béton ; – la teneur minimale en air (le cas échéant). Ils comportent d’autres exigences, en particulier sur les additions et la nature des ciments à utiliser. Le tableau NA.F.1 précise aussi la teneur minimale en liant équivalent. Le tableau NA.F.2, relatif aux produits préfabriqués en béton en usine introduit l’absorption d’eau maximale du béton en tant qu’indicateur de la compacité du béton. La quantité de liant équivalent (Liantéq) correspond à la qualité de ciment (C) majorée par la quantité d’addition (A) pondérée par un coefficient (k) fonction de chaque type d’addition (Liantéq = C + k.A). Les tableaux NA.F.1 et NA.F.2 précisent les quantités maximales autorisées pour le calcul du Liantéq pour chaque addition (cendres volantes, fumées de silice, laitier moulu, addition calcaire ou siliceuse). La norme NF EN 206-1 constitue une évolution importante dans la manière de prescrire, formuler, fabriquer et contrôler les bétons au service de la qualité et de la performance des bétons. Elle définit des exigences (de moyens) pour la durabilité des structures, prend en compte avec précision la notion de classes d’exposition, introduit les classes de résistance pour les bétons légers et de nouvelles classes de résistance du béton (jusqu’à 100 MPa), impose des exigences sévères sur les contrôles de fabrication, (volume de contrôle augmenté et critères de conformité renforcés) prend en compte des additions dans la détermination du rapport eau /ciment, précise la répartition des responsabilités entre le prescripteur, le producteur et l’utilisateur et le rôle de chaque intervenant, définit des dispositions relatives aux essais de conformité, à l’évaluation de la conformité, aux critères de conformité et aux essais d’identification. Elle permet d’augmenter les performances du béton, de renforcer la régularité de ses caractéristiques, sa qualité et donc d’améliorer la durabilité des ouvrages. Un béton conforme aux valeurs limites spécifiées, est capable de satisfaire les exigences de durabilité par rapport à l’utilisation envisagée dans les conditions environnementales si : – l’épaisseur de béton recouvrant l’armature est adaptée aux conditions environnementales ; – les classes d’exposition ont été correctement sélectionnées ; – il est correctement mis en place, vibré et soumis à une cure adaptée ; – la maintenance préventive est réalisée.

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6. LES NORMES POUR LES PRODUITS PRÉFABRIQUÉS EN BÉTON 6.1. Les normes de produits européennes Les normes de référence pour les produits préfabriqués en usine sont les normes de produit. Ces normes définissent complètement les caractéristiques des produits et leurs constituants. La plupart des normes de produit dispose d’une partie harmonisée qui ouvre au marquage CE (tableau 7.6). De nombreuses normes sont dites « autoportantes », car elles contiennent en elles-mêmes toutes les spécifications nécessaires. C’est le cas pour les blocs par exemple. En ce qui concerne les produits préfabriqués structuraux en béton, autres que les blocs, les normes européennes harmonisées s’appuient sur la norme NF EN 13369. La norme NF EN 13369 précise et complète, pour les aspects concernant les produits préfabriqués structuraux, la norme NF EN 206-1. Les normes des produits structuraux renvoient, directement ou via la norme NF EN 13369, à l’édition nationale de l’Eurocode 2. Les normes de produit complètent s’il y a lieu ces textes, leur avantpropos national précise certaines pratiques nationales. Les normes de produits, les normes sur les bétons et les constituants ainsi que les Eurocodes, constituent pour les éléments préfabriqués de structure, un cadre cohérent au niveau européen. Pour la satisfaction des exigences essentielles telles que la résistance mécanique, la résistance au feu et la durabilité, les normes de produits font généralement référence à la norme NF EN 13369 ainsi qu’aux Eurocodes et à leurs annexes nationales. Le cas échéant, l’avant propos national de la norme de produit stipule le texte à appliquer. Les éventuelles dispositions informatives relatives à l’ouvrage réalisé avec les produits peuvent être reprises dans la norme NF DTU qui traitera de la conception de l’ouvrage et de la mise en œuvre des produits.

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Tableau 7.6 : les normes de produits harmonisés. Les principales normes de produits harmonisées « autoportantes » (1) • Blocs en béton NF EN 771-3/4/5(2) • Caniveaux hydrauliques NF EN 1433 • Carreaux de mosaïque NF EN 13748-1/2 • Conduits de fumée NF EN 1857/58 et 12446 • Éléments pour clôtures NF EN 12839 • Éléments de béton de granulats légers à structure ouverte NF EN 1520 • Éléments préfabriqués en béton cellulaire autoclavé armé prEN 12602 • Fosses septiques NF EN 12566-1 • Linteaux NF EN 845-2 • Produits de voirie NF EN 1338/39/40(2) • Séparateurs de liquides légers NF EN 858-1(2) • Séparateurs à graisse prEN 1825-1(2) • Traverses de chemin de fer NF EN 13230-1/5 • Tuiles en béton NF EN 490 • Tuyaux, regards, boîtes NF EN 1916/17(2)

Les principales normes (1, 2) de produits harmonisées se référant aux règles communes (NF EN 13369) • Cadres sous chaussées NF EN 14844 • Caillebotis pour bétail NF EN 12737(3) • Candélabres en béton NF EN 40-4 • Mobilier urbain et de jardin NF EN 13198(3) • Dalles alvéolées NF EN 1168 • Éléments de fondation prEN 14991 • Éléments de mur et façade prEN 14992 • Éléments linéaires de structure NF EN 13225 • Éléments spéciaux de toiture NF EN 13693 • Escaliers prEN 14843 • Pieux de fondation NF EN 12794 • Éléments de ponts prEN 15050 • Éléments de planchers nervurés NF EN 13224 • Poutrelles et entrevous pour systèmes de planchers prEN 15037-1/5 • Prédalles pour systèmes de planchers NF EN 13747 • Poteaux et mâts NF EN 12843

(1) Parues ou en cours. (2) Des compléments nationaux d’application existent. (3) Non harmonisée.

6.2. Le marquage CE Les normes de produits comportent une partie harmonisée dont le respect, attesté par le marquage obligatoire CE, permet la libre circulation du produit au sein de l’Union européenne (l’annexe ZA de la norme définit les clauses harmonisées et les modalités du marquage CE). Des annexes informatives fournissent des informations complémentaires destinées généralement à la conception de l’ouvrage. Cette conformité des produits est attestée par le marquage réglementaire CE, le cas échéant complété par une certification volontaire. La certification volontaire complémentaire (NF par exemple) attestera que le produit est conforme à la norme produit et apte à être mis en œuvre selon la norme NF DTU ou le document d’application.

6.3. La norme NF EN 13369 La norme NF EN 13369 « Règles communes pour les produits préfabriqués en béton » est la norme de base pour toutes les normes de produits structuraux. Elle précise les exigences relatives aux constituants et au béton, ainsi que les conditions générales d’application des Eurocodes pour le dimensionnement des pro-

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duits préfabriqués en béton. Les règles communes servent également de texte de référence pour les produits non couverts par des normes ou des agréments techniques européens (ATE). La norme NF EN 13369 spécifie la terminologie, les prescriptions, les critères relatifs aux performances de base, les méthodes de vérification et d’évaluation de la conformité pour la fabrication de produits préfabriqués en béton en usine. Elle précise certaines spécifications de fabrication des produits.

6.3.1. Les principales exigences par rapport aux constituants La norme NF EN 13369 spécifie que le béton est réalisé à partir de constituants dont l’aptitude à l’emploi est établie. Cette aptitude est établie dès lors que le constituant respecte l’un des textes ci-après définissant son utilisation dans le béton ou les produits en béton : – une norme européenne ou internationale (ISO) spécifique au constituant ; – ou une norme ou des prescriptions nationales en vigueur sur le lieu d’utilisation du produit en béton ; – ou un agrément technique européen (ATE).

6.3.2. Les classes d’exposition La nouvelle définition des classes d’exposition donnée dans la norme NF EN 2061, et utilisée tant par la norme NF EN 13369 que par l’Eurocode 2, constitue un progrès important, car elle va faciliter la passation des marchés et permettre de prescrire des produits structuraux parfaitement adaptés aux agressions auxquelles ils seront soumis pendant la durée d’utilisation prévue de l’ouvrage. La résistance du béton aux diverses conditions environnementales auxquelles il est soumis pendant la durée de vie prévue de la structure est conditionnée, notamment par le respect de spécifications sur le béton. Ces spécifications concernant le béton doivent être adaptées aux conditions susceptibles d’être rencontrées dans chaque pays européen. Il est donc nécessaire de se référer aux éditions nationales des normes EN 206-1 et EN 13369 en vigueur dans le pays concerné. Comme les normes spécifient complètement les exigences relatives au produit fini prêt à être mis en œuvre, la seule référence à la norme du produit suffit pour la passation des marchés. Si le marché fait référence à la norme NF EN 206-1, la conformité des produits en béton aux normes européennes correspondantes (norme de produits ou en l’absence, norme NF EN 13369) vaut donc satisfaction à la norme NF EN 206-1. Lorsque les produits en béton préfabriqués structuraux sont couverts par une norme de produit fixant des exigences de durabilité spécifiques alors seules celles-ci s’appliquent. Dans les autres cas, il est possible d’utiliser les spécifications rela-

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tives à la composition et aux performances du béton définies dans la norme NF EN 13369. Celles-ci concernent notamment : – le type et les classes de constituants ; – le rapport maximal Eau efficace/liant équivalent ; – le dosage minimal en liant équivalent ou l’absorption d’eau maximale ; – la résistance minimale à la compression du béton. Ces spécifications sont définies dans deux tableaux (NA.F.1 et NA.F.2) communs aux normes NF EN 206-1 et NF EN 13369. Les spécifications du tableau N.A.F.2 reposent sur une approche performantielle de la durabilité qui permet de prendre en compte l’ensemble des facteurs liés aux formules de béton et aux procédés de fabrication. Les principales différences du tableau NA.F.2 par rapport au tableau NA.F.1 concernent : – la prescription de valeurs d’absorption d’eau maximales en remplacement des dosages minimaux en liant équivalent ; – des limites sur les rapports Eau efficace/Liant équivalent plus contraignantes ; – la possibilité pour les classes XF d’utiliser des essais de performance : XP P18420, XP P18-424 et XP P18-425 ; – des classes de résistances minimales plus élevées pour les classes d’exposition XC, XS, XD et XF.

6.3.3. Les autres prescriptions de la norme NF en 13369 pour la durabilité 6.3.3.1. Accélération de l’hydratation par traitement thermique et protection contre la dessiccation (cure) Les prescriptions relatives au traitement thermique, procédé largement employé pour la fabrication des produits structuraux en béton, visent à garantir une bonne durabilité des produits en assurant en particulier : – l’obtention de la résistance mécanique requise ; – la mise en œuvre de cycles de traitement (préchauffage, vitesse de montée en température, température maximale, refroidissement) limitant les risques de microfissures ou de porosité excessive ; – que les conditions limites conduisant à des risques de fissuration par formation différée d’ettringite soient évitées. Les prescriptions relatives à la cure, permettent d’éviter que les surfaces des produits ne soient soumises à une dessiccation pouvant conduire à une fissuration du béton ou à une altération de l’hydratation du liant. Des mesures de protection ap-

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propriées pour limiter la dessiccation (précisées dans le tableau 2 de la norme NF EN 13369) doivent être prises jusqu’à obtention d’une résistance minimale (spécifiée dans le tableau 1 de la norme NF EN 13369) du béton. Cette résistance minimale est adaptée aux futures conditions environnementales du produit dans l’ouvrage.

6.3.3.2. Incidence des classes d’exposition sur l’enrobage minimal des aciers La norme NF EN 13369 indique les valeurs minimales d’enrobage des armatures en référence à la norme EN 1992-1-1 (Eurocode 2). Pour chaque classe d’exposition (XO, XC, XD ou XS), l’enrobage minimal est spécifié en tenant compte de la résistance du béton et du type d’armatures (précontraintes ou passive). Pour les classes d’exposition XA et XF, l’exigence sur l’enrobage résulte de la classe d’exposition retenue vis-à-vis de la corrosion des armatures (XC ou XD). D’autres conditions peuvent être données dans les normes de produits.

6.3.3.3. Concept de performance équivalente du béton L’industriel a la possibilité de définir les spécifications relatives aux classes d’exposition en utilisant les méthodes de conception performantielles pour la durabilité. Elles sont établies en termes de paramètres performantiels par les normes de produits.

7. LES DOCUMENTS ET NORMES RELATIFS À L’EXÉCUTION DES OUVRAGES Quelles que soient les précautions prises pour adapter et optimiser la formulation du béton, il ne pourra assurer sa fonction durablement que si les « règles de l’art » ont été respectées lors de sa mise en œuvre (vibration correcte, cure adaptée, prise en compte des conditions climatiques lors du bétonnage, retrait maîtrisé, respect des valeurs d’enrobage des armatures, etc.). Pour obtenir la durabilité spécifiée, il convient de respecter les recommandations ou les normes d’exécution des ouvrages.

7.1. Norme NF P18-201 (DTU 21) La norme NF P18-201 définit les conditions d’exécution des bâtiments en béton et en béton armé. Elle fixe les contrôles techniques minimaux que l’entreprise doit mettre en œuvre en particulier sur le béton, qui doit être conforme à la norme NF EN 206-1.

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Elle définit, chapitre 4, les spécifications et caractéristiques minimales du béton, qui sont fonction, en particulier, de l’importance de l’ouvrage à réaliser et de la classe d’exposition. Elle définit, chapitre 5.3, les spécifications relatives au béton, concernant la fabrication, le transport, la mise en place, les reprises de bétonnage, les effets des conditions ambiantes et le décoffrage. Le chapitre 6.5 traite du contrôle de fabrication du béton.

7.2. Fascicule 65 Le fascicule 65 qui concerne l’exécution des ouvrages de génie civil en béton armé ou précontraint est en cours de révision au moment de l’édition de cet ouvrage pour être mis en adéquation avec l’ensemble du nouveau contexte normatif.

7.3. Norme NF EN 13670-1 La norme NF EN 13670-1 Exécution des ouvrages en béton définit les prescriptions pour l’exécution des ouvrages en béton (béton armé, béton précontraint), en conformité avec les normes Eurocode EN 1992-1 et EN 1994-1 respectivement pour les structures en béton et les parties en béton des structures mixtes. Elle couvre l’exécution des bétons coulés en place et la mise en place des produits préfabriqués en béton pour la réalisation de béton et de structures de génie civil. Elle complète certaines spécifications de la norme NF EN 206-1. Elle permet de définir des exigences techniques pour l’exécution et le contrôle et l’inspection des ouvrages. Le chapitre 8 « Opérations de bétonnage » définit les recommandations relatives: – à la livraison, à la réception et transport sur le chantier du béton frais ; – aux opérations préliminaires de bétonnage ; – à la mise en place et au compactage : ces opérations doivent « être effectuées de manière à respecter les tolérances d’enrobage et à assurer un durcissement et une durabilité satisfaisants du béton » ; – à la cure et à la protection : le béton doit faire l’objet d’une cure « afin d’assurer une durabilité convenable de la zone superficielle » ; – aux opérations après bétonnage. La durée minimale de la cure est fonction de la classe d’exposition. Le tableau NA.3.E1 définit les délais de cure minimaux à respecter en fonction de la température de la surface du béton et du développement de la résistance du béton. Le chapitre 11 définit les inspections des matériaux, des produits et des phases d’exécution (inspections visuelles, contrôles, mesures).

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7.4. Autres référentiels pour la réalisation des ouvrages avec des produits en bétons Les autres référentiels utilisés pour la réalisation des ouvrages avec des produits préfabriqués sont : • pour la fondation – DTU 13.12 Règles pour le calcul des fondations superficielles (P 11-711), – DTU 13.11 Fondations superficielles (P 11-211), – DTU 13.2 Fondations profondes (P 11-212-2) ; • pour la maçonnerie – DTU 20.1 Ouvrages en maçonnerie de petits éléments - Parois et murs (P 10-202), – DTU 20.12 Gros œuvre en maçonnerie des toitures destinées à recevoir un revêtement d’étanchéité (P 10-203), – DTU 26.1 Enduits aux mortiers de ciment, de chaux… (P 15-201), – Fascicule 64 ; • pour les murs et façades – DTU 21 Exécution des ouvrages en béton (P 18-201), – DTU 22.1 Murs extérieurs en panneaux préfabriqués de grandes dimensions (P 10-210) ; • pour les éléments de structure – DTU 23.2 Planchers à dalles alvéolées préfabriqués en béton (P 19-201), – DTU 23.3 Ossatures en éléments industrialisés en béton, – prDTU 23.5 Planchers à poutrelles et entrevous préfabriqués en béton, – prDTU 23.4 Planchers à pédalles préfabriquées en béton, – Fascicule 62 ; • pour la fumisterie – DTU 24.1 Travaux de fumisterie (P 51-201), – DTU 24.2 Travaux d’âtrerie (P 51-202); • pour la couverture – DTU 40.24 Couvertures en tuiles en béton à glissement et à emboîtement longitudinal (P 31-207-1), – DTU 40.241 Couvertures en tuiles plates en béton à glissement et à emboîtement longitudinal (P 31-205), – DTU 40.25 Couvertures en tuiles plates en béton (P 31-206) ; • pour l’épuration – DTU 64.1 Mise en œuvre des dispositifs d’assainissement autonomes Maison d’habitation (P 16-603),

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– Norme XP P 16-442 Mise en œuvre des séparateurs de liquides légers et débourbeurs, – Norme NF EN 858-2 Séparateurs de liquides légers : installation, service et entretien, – Norme NF EN 1825-2 Séparateurs à graisse : installation, service et entretien ; • pour l’assainissement – Fascicule 70, – NF EN 1610 Mise en œuvre et essais des branchements et collecteurs, – NF EN 1295 Calcul de la résistance mécanique des canalisations enterrées, – NF EN 752 Réseaux d’évacuation et d’assainissement, • pour la voirie et les revêtements de sol – Norme NF P 98-335 Chaussées urbaines - Mise en œuvre des pavés et dalles en béton, – Norme NF P 98-082 Dimensionnement des structures de chaussée, – Fascicules 29 et 31, – DTU 52.1 Revêtements de sol scellés (P 61-202).

8. CONCLUSION Les ouvrages en béton disposent aujourd’hui d’un nouveau support normatif complet constitué majoritairement de normes européennes complétées par des référentiels nationaux. S’appuyant sur le retour d’expérience et sur les travaux d’études et de recherches menées durant ces dernières décennies, ce nouveau contexte normatif est une réelle avancée pour les utilisateurs. Cet ensemble de textes couvre en effet les différents aspects liés à la construction des ouvrages, depuis le dimensionnement des structures jusqu’au choix des constituants du béton, sa formulation et sa mise en place. Dans le domaine de la durabilité, les normes NF EN 206-1 et NF EN 13369, en particulier, constituent une évolution importante dans la manière de prescrire, de formuler et fabriquer les bétons et produits structuraux. Le fascicule de documentation FD P18-011 et les recommandations du LCPC sont des documents de référence incontournables pour appréhender la durabilité des bétons exposés aux environnement chimiquement agressifs, au gel-dégel ou susceptibles de présenter un risque vis-à-vis de l’alcali-réaction ou de la réactions sulfatique interne. Bien entendu, ces normes et ces référentiels sont amenés à évoluer au cours des prochaines années pour tenir compte, notamment, des nouvelles propriétés et performances des bétons.

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CHAPITRE 8

L’approche performantielle de la durabilité des bétons V. BAROGHEL-BOUNY, F. CUSSIGH, P. ROUGEAU

Résumé Parallèlement à l’approche prescriptive basée sur des obligations de moyens, de nouvelles méthodes reposant sur une approche performantielle de la durabilité sont développées aujourd’hui. L’approche performantielle est une démarche globale qui permet de prendre en compte tous les aspects technico-économiques spécifiques à chaque ouvrage (importance de l’ouvrage, environnement, sollicitations physico-chimiques et mécaniques, risques induits, durée de vie demandée). Ces approches reposent sur de nouveaux concepts (méthodologie « comparative » ou « complète ») et outils (indicateurs de durabilité, essais de performance et de caractérisation). Elles sont d’ores et déjà intégrées à des degrés variables dans les normes européennes et dans d’autres textes couramment utilisés (« Recommandations pour la durabilité des bétons durcis soumis au gel », « Recommandations pour la prévention des désordres liés à l’alcaliréaction »). La constitution de bases de données et la définition de modèles physico-chimiques pertinents sont deux facteurs clé pour une plus grande utilisation de l’approche performantielle.

Mots-clés APPROCHE PERFORMANTIELLE, INDICATEURS, ESSAI DE PERFORMANCE, RECOMMANDATIONS, MODÈLES.

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1. INTRODUCTION Les méthodologies mises en œuvre afin de maîtriser la durabilité des ouvrages en béton peuvent revêtir quatre niveaux de complexité [AND 06] : – le niveau 1 correspond à une approche prescriptive essentiellement basée sur des obligations de moyens ; – le niveau 2 repose sur l’utilisation d’indicateurs de durabilité ou d’essais de performance ; à ce stade, la durée de vie1 n’est pas encore quantifiée ; – le niveau 3 implique l’utilisation de modèles de durabilité déterministes ; – le niveau 4 correspond à l’utilisation de modèles probabilistes2. Ce classement relatif à la complexité de la méthodologie n’est valable que pour un type de modèle donné (modèle empirique ou physico-chimique). Les modèles empiriques probabilistes sont d’un niveau de complexité supérieur (niveau 4) aux modèles empiriques déterministes (niveau 3). Ils ne sont pas nécessairement et même rarement plus complexes que les modèles déterministes physico-chimiques qui permettent d’appréhender plus finement les mécanismes. La durabilité du béton a longtemps été appréhendée sur le plan normatif en adoptant une approche de niveau 1, c’est-à-dire en ne considérant principalement que les paramètres liés à la formulation du béton et certaines propriétés mécaniques telles que la résistance caractéristique à la compression. L’application de valeur limite à des paramètres de formulation constitue des obligations de moyens. Celles-ci portent le plus souvent sur le rapport Eau/Ciment (ou Eeff/Liantéq3 dans la norme NF EN 206-14), le dosage en ciment ou Liantéq, la nature et la proportion d’additions par rapport à la quantité de ciment. Les avantages de l’approche basée sur des obligations de moyens sont de bénéficier d’un retour d’expérience conséquent et d’être utilisable facilement par les industriels. Les paramètres pour lesquels des exigences sont requises sont compatibles avec le suivi effectué lors de la fabrication des bétons tels que les pesées des constituants, l’acquisition des données sur leur teneur en eau et les contrôles sur le béton durci. Les limites de l’approche basée sur des obligations de moyens sont de ne pas laisser suffisamment la porte ouverte à l’innovation et à des préoccupations émergentes comme le développement durable. Contrairement à l’approche performantielle, elle ne permet pas non plus de prendre en compte l’ensemble des fac1. Au sens de « durée d’utilisation de projet » tel que défini au chapitre 7, § 2.1.2. 2. Voir § 2.5. 3. Liantéq = C + kA, C = Ciment, A = Addition, k = coefficient dépendant du type d’addition. 4. Norme NF EN 206-1 Béton, partie 1 « Spécification, performances, production et conformité ».

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L’approche performantielle de la durabilité des bétons

teurs liés aux formules de béton et aux procédés de fabrication. Enfin, le domaine d’application de ce type d’approche concerne essentiellement les ouvrages traditionnels pour lesquels des durées de vie conventionnelles s’appliquent. Dans le cas des ouvrages soumis à des sollicitations particulières ou lorsqu’une durée de vie significativement plus importante est souhaitée par le maître d’ouvrage, il peut être utile, voire nécessaire, de mettre en œuvre une démarche plus complète s’appuyant sur une approche performantielle. L’approche performantielle consiste à appréhender la durabilité des bétons en considérant non pas les seules données liées à la formulation mais certaines caractéristiques ou propriétés du matériau dont on sait qu’elles présentent un intérêt pour prévoir l’évolution de celui-ci lorsqu’il est exposé à des conditions environnementales données. Différents concepts sont aujourd’hui développés afin de pouvoir mettre en œuvre une approche performantielle de la durabilité. Les deux principaux concepts correspondent, d’une part, à la méthode basée sur des indicateurs de durabilité et, d’autre part, au système reposant sur l’utilisation des essais de performance. Notons que ces concepts ne sont pas opposés ni contradictoires, mais bien au contraire très complémentaires. Certains textes couramment cités dans les cahiers des charges des maîtres d’ouvrage, telles que les recommandations du LCPC pour la durabilité des bétons durcis soumis au gel [REC 03] et la prévention des désordres liés à l’alcali-réaction [REC 94], utilisent de manière conjointe ces deux concepts ainsi que certaines obligations de moyens (voir § 2.3 et 2.4), on parle alors d’approche mixte. Le paragraphe 2 a pour objectif de présenter les outils (indicateurs de durabilité, essais de performance, modèles de durabilité) déjà utilisés dans le cadre de l’approche performantielle. Le paragraphe 3 expose des exemples d’approches développées en France et à l’étranger. Enfin, des cas d’ouvrages pour lesquels une approche performantielle de la durabilité du béton a été utilisée sont exposés au paragraphe 4.

2. LES OUTILS DE L’APPROCHE PERFORMANTIELLE Différents outils existent aujourd’hui pour appréhender la durabilité du béton selon une approche performantielle. L’objectif n’est pas ici de décrire dans le détail les modes opératoires ou les modèles de durabilité. Il s’agit plutôt de préciser leur finalité, comment on les utilise dans le cadre d’une approche performantielle, leurs avantages et leurs limites.

2.1. Les indicateurs de durabilité Les indicateurs de durabilité sont des paramètres qui apparaissent comme fondamentaux dans l’évaluation et la prédiction de la durabilité du matériau et de la

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structure vis-à-vis du processus de dégradation considéré [BAR 06]. Ces paramètres doivent être aisément quantifiables à partir d’essais de laboratoire pratiqués sur des éprouvettes ou sur des prélèvements, de façon reproductible et selon des modes opératoires bien définis. Deux catégories d’indicateurs de durabilité sont distingués dans le guide AFGC Conception des bétons pour une durée de vie donnée des ouvrages [BAR 04a] : – les indicateurs de durabilité généraux (valables pour la plupart des dégradations) ; – et les indicateurs de durabilité spécifiques à un processus de dégradation donné (par exemple l’alcali-réaction). Les indicateurs de durabilité généraux sont des paramètres déterminants pour la durabilité des bétons, utilisables aussi bien pour la prévention de la corrosion des armatures, de l’alcali-réaction ou de toute autre dégradation. Les indicateurs généraux définis dans le guide AFGC sont les suivants : – la porosité accessible à l’eau (mode opératoire AFPC-AFREM, 1997 [AFP97]); – le coefficient de diffusion (apparent ou effectif) des ions chlorure (mode opératoire RGCU Grandubé, 2007 [GRA 07]) ; – la perméabilité aux gaz (mode opératoire AFPC-AFREM, 1997 [AFP 97]) ; – la perméabilité à l’eau liquide ; – la teneur en portlandite [Ca(OH)2] (mode opératoire RGCU Grandubé, 2007 [GRA 07]). Selon le processus de dégradation considéré, il peut s’avérer nécessaire de compléter le panel d’indicateurs généraux par des indicateurs spécifiques à ce processus. Dans le cas de la prévention des dégradations dues à l’alcali-réaction, les indicateurs spécifiques retenus peuvent être classés en deux catégories : – les indicateurs chimiques (relatifs aux constituants du béton) spécifiques à l’alcali-réaction tels que la quantité de silice libérée par les granulats en fonction du temps (cinétique) et la concentration en alcalins équivalents actifs de la solution interstitielle ; – les indicateurs globaux et macroscopiques (relatif au béton durci) tel que les variations dimensionnelles des éprouvettes de béton (essai de gonflement d’une formule de béton vis-à-vis de l’alcali-réaction, faisant l’objet de la norme NF P18-454). Le guide AFGC introduit également la notion d’indicateurs de substitution. La démarche proposée ayant pour vocation de rester très souple et modulable afin de s’adapter aux besoins de chaque utilisateur, il peut être envisagé de remplacer la détermination directe de certains des indicateurs de durabilité généraux proposés par celle de paramètres de substitution. Ce pourra notamment être le cas pour des

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méthodes d’essai pratiquées plus couramment ou plus facilement dans certains laboratoires, pour des paramètres plus adaptés au problème posé ou aux modèles mis en oeuvre, ou lorsque des méthodes fournissant des données plus complètes sont requises. Les indicateurs de substitution pourront être utilisés directement (notamment pour un simple classement de bétons, à condition bien entendu qu’un système de classement soit disponible) ou permettre, via des méthodes indirectes, d’accéder aux indicateurs de durabilité généraux. On trouvera donc parmi les indicateurs de substitution : – la porosité accessible au mercure (mode opératoire RGCU Grandubé, 2007 [GRA 07]) ; – la résistivité électrique [AND 01] ; à noter que ce paramètre est considéré comme un des indicateurs de base dans l’approche performantielle développée par l’Institut des sciences de la construction Eduardo Torroja (voir § 8.2.5) ; – la quantité d’électricité selon l’essai AASHTO (norme ASTM C1202) ; – le coefficient de diffusion du CO2 [PAP91] (mode opératoire LPC, 2006) ; – le coefficient de diffusion de l’eau tritiée ; – le coefficient d’absorption capillaire (mode opératoire AFPC-AFREM, 1997 [AFP 97]).

2.2. Les essais de performance et de caractérisation Les essais de performance permettent d’évaluer le comportement d’un béton soumis à des sollicitations physico-chimiques du même type que celles auxquelles l’ouvrage sera exposé, mais souvent amplifiées. Ces essais ont pour vocation première de permettre un classement pertinent des bétons vis-à-vis de leur résistance à une agression particulière. Les essais sont conçus pour accroître l’intensité de la sollicitation, qu’elle soit physique ou chimique. La difficulté dans la mise au point de ces essais est de ne pas provoquer de phénomènes parasites du fait de la méthode d’accélération. Des essais reposent sur la répétition de cycles pour lesquels les conditions varient de manière importante: cycle de gel-dégel, cycles d’humidification/séchage… D’autres consistent à disposer les échantillons de béton dans un milieu tel que la quantité de béton qui réagit par unité de temps est importante : carbonatation accélérée, essai de performance pour l’alcali-réaction, essai de lixiviation à pH constant. Certains essais utilisent les deux principes. C’est le cas pour le mode opératoire développé par le LCPC dont l’objectif est de caractériser le comportement d’un béton soumis à un échauffement vis-à-vis des risques liés à la réaction sulfatiqus interne [LPC 07, PAV 03].

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De nombreux essais de performance et de caractérisation existent donc déjà. Certains d’entre eux sont normalisés et utilisés dans des recommandations françaises sur la durabilité des bétons (alcali-réaction, gel et sels de déverglaçage…). Les principaux essais de performance et de caractérisation utilisés aujourd’hui sont les suivants : – les essais destinés à appréhender la durabilité du béton au gel ; ces essais font l’objet de normes1 ; à ce jour, un débat est ouvert dans l’hexagone pour savoir s’il convient de considérer ces modes opératoires comme des essais aptes à être utilisés pour statuer sur la performance du béton in situ ou bien s’il s’agit plutôt d’essais de caractérisation du béton dans des conditions de laboratoire ; une comparaison effectuée entre des résultats d’écaillage en laboratoire et des observations in situ avait en tout cas montré une bonne cohérence sur un ensemble de quinze bétons étudiés dans le cadre du Projet national BHP 2000 [BAR 04b] ; – le test de performance permettant de qualifier une formule de béton vis-à-vis des risques liés à l’alcali-réaction2 ; – l’essai de carbonatation accélérée (mode opératoire AFPC-AFREM, 1997 [AFP 97]). Les essais suivants ont été développés plus récemment : – le mode opératoire LPC n°66 « Réactivité d’une formule de béton vis-à-vis d’une réaction sulfatique interne » destiné à qualifier l’adéquation entre un béton et un échauffement (pièce massive coulé en place ou élément préfabriqué faisant l’objet d’un traitement thermique) [LPC 07] ; – l’essai de lixiviation à pH constant [FRA 07]. Il reste des agressions pour lesquelles des travaux sont en cours au moment de l’édition de cet ouvrage, afin de disposer d’un essai de vieillissement accéléré pertinent : – attaque sulfatique externe ; – attaque par l’eau de mer ; – action des sels de déverglaçage en cas de gel modéré. Il va de soi que les essais de performance doivent être robustes. Les modes opératoires sont élaborés pour atteindre une répétabilité et une reproductibilité optimales. La représentativité et la sévérité des essais de performance sont deux autres aspects importants. La représentativité d’un essai de performance dépend, 1. Normes NF P18-424 « Bétons - Essais de gel sur béton durci. Gel dans l’eau, dégel dans l’eau », NF P18-425 « Bétons - Essais de gel sur béton durci. Gel dans l’air, dégel dans l’eau » et XP P18420 « Bétons - Essais d’écaillage des surfaces de béton durci exposées au gel en présence d’une solution saline ». 2. Norme FD P 18-456 « Réactivité d’une formule de béton vis-à-vis de l’alcali-réaction ».

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d’une part, de la fidélité avec laquelle les mécanismes qui opèrent in situ sont reproduits et, d’autre part, des conditions aux limites retenues qui ne doivent pas trop s’éloigner de la réalité. Les essais de performance pour le gel interne reposent ainsi sur la réalisation d’une succession de cycles de gel-dégel à des températures susceptibles d’être rencontrées plutôt que sur un nombre de phase de gel réduit mais à une température excessivement basse. On retiendra toutefois que la représentativité des essais de performance basés sur un vieillissement « accéléré » visà-vis des phénomènes en conditions réelles peut être discutée dans la mesure où ces essais sont susceptibles d’induire une évolution de la microstructure et des propriétés du matériau différente par rapport à un vieillissement naturel. Des modifications microstructurales ont été observées sur des matériaux soumis à un essai de carbonatation accéléré à forte teneur en CO2. Une gangue de CaCO3 se forme autour des cristaux de Ca(OH)2 empêchant une carbonatation totale [RAF02]. La sévérité d’un essai ne peut être évaluée qu’en étudiant la réponse de l’essai de performance pour des formules de béton dont on connaît le comportement in situ avec suffisamment de recul (au moins 10 ans). Cela implique de mettre en oeuvre l’essai avant même de connaître son degré de sévérité, d’où l’importance des études qui précèdent l’incorporation des essais de performance dans les textes. Qu’ils soient utilisés seuls ou en complément avec des obligations de moyens ou des indicateurs de durabilité, les essais de performance peuvent s’insérer dans deux types de méthodologie : une méthodologie qui peut être qualifiée de « comparative » et une méthodologie « complète » au sens où elle intègre l’apport des modèles de durabilité. La méthodologie « comparative » consiste à tester deux formules de béton. L’une est conforme aux obligations de moyens définies dans les normes actuelles. L’autre, pour laquelle on cherche à statuer sur sa durabilité, déroge à une ou plusieurs obligations de moyens. L’essai de performance permet de comparer les comportements des deux bétons et de s’assurer que la nouvelle formule ne présente pas de risque de moindre durabilité plus important que celle répondant aux exigences habituelles. La méthode « complète » repose sur le fait de définir pour un essai de performance la valeur limite permettant de distinguer les bétons durables des bétons moins durables. Cette méthode nécessite de disposer de données issues du terrain en nombre suffisant pour pouvoir apprécier la sévérité de l’essai. Elle est utilisée actuellement pour la résistance des bétons au gel. Ainsi, les recommandations pour la durabilité des bétons durcis soumis au gel précisent que le gonflement mesuré lors des essais P18-424 ou P18-425 ne doit pas dépasser 400 µm/m lors des épreuves d’étude et de convenance. En ce qui concerne la résistance du béton en pré-

287


sence de sels de déverglaçage (mode opératoire XP P18-420), les pertes de matières mesurées à l’issue des 56 cycles doivent être inférieures à 600 g/m2. Quelle que soit la méthode envisagée quant à la façon d’utiliser l’essai de performance, il est nécessaire de considérer les incertitudes de mesure associées aux modes opératoires. La fiabilité de l’approche performantielle en dépend, tout comme l’approche basée sur les obligations de moyen nécessite de prendre en compte les précisions des équipements pour les pesées lorsqu’elle s’appuie par exemple sur les dosages minimaux en liantéq.

2.3. Intérêt des modèles de durabilité pour l’approche performantielle de la durabilité Il existe de nombreux modèles de durabilité développés pour prévoir la pénétration d’espèces chimiques à l’origine de la corrosion des armatures (dioxyde de carbone, chlorures) et, le comportement des bétons vis-à-vis du gel, des attaques chimiques ou des réactions internes telle que l’alcali-réaction. L’objectif n’est pas ici de décrire ces modèles ou de présenter une liste exhaustive. Il s’agit plutôt de préciser comment les modèles de durabilité peuvent être utilisés dans le cadre d’une démarche performantielle. Les modèles de durabilité ne sont pas nécessaires au déroulement de l’approche performantielle « comparative ». La comparaison des valeurs des indicateurs de durabilité ou des résultats obtenus à l’issue des essais de performance permet de vérifier que les nouvelles compositions sont potentiellement aussi durables que celles répondant aux exigences de moyens des normes actuelles. L’approche performantielle « complète » repose elle sur l’utilisation de modèles prédictifs. Il s’agit à l’aide de ces outils de définir pour chaque classe d’exposition concernée des valeurs seuils associées à chaque indicateur de durabilité ou essai de performance. Les modèles ne sont utilisés que pour valider les seuils choisis. Une fois les seuils choisis, on procède ici aussi par comparaison. Le guide AFGC Conception des bétons pour une durée de vie donnée des ouvrages repose sur ce principe.

3. EXEMPLES D’APPROCHES PERFORMANTIELLES ET D’APPROCHES MIXTES 3.1. Approche performantielle et prédictive basée sur les indicateurs de durabilité et sur les témoins de durée de vie (guide AFGC) Le guide AFGC Conception des bétons pour une durée de vie donnée des ouvrages [AFP 97] a été élaboré sur la base des connaissances scientifiques et techniques acquises en France et à l’étranger jusqu’à sa date de rédaction. Les recommandations proposées viennent en complément des règles de l’art habituel-

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les qui permettent d’assurer la qualité du béton et contribuent à sa durabilité. L’approche performantielle décrite permet de qualifier une formule de béton pour la construction d’un ouvrage donné. Elle s’adresse en priorité aux ouvrages stratégiques ou aux ouvrages dont la durée de vie escomptée est supérieure à la durée de vie minimale de 50 ans. Si l’on peut considérer dans un premier temps que, pour les ouvrages courants, les documents réglementaires et normatifs existants suffisent, il paraît important toutefois de généraliser cette approche le plus rapidement possible à tous les ouvrages, selon un niveau d’exigence ad hoc. En effet, une telle approche offre la possibilité de prendre en compte non seulement des paramètres techniques pertinents ainsi que la durée de vie, mais également des paramètres socio-économiques (importance économique de l’ouvrage, impact sur l’environnement, insertion dans le tissu urbain, risques d’agression divers, durée de vie, esthétique…). Les formules de béton considérées dans le guide AFGC sont celles des ouvrages courants de bâtiment (C20/25, C25/30) et de génie civil (C30/37, C40/50), la gamme étant toutefois étendue aux bétons à hautes performances (à partir des C60/75) et aux bétons à très hautes performances. Les recommandations de l’AFGC [AFG 02] sur les BFUP (bétons fibrés à ultrahautes performances) intègrent également les indicateurs du guide AFGC Conception des bétons pour une durée de vie donnée des ouvrages. Étant élaborée dans un cadre prénormatif, il est souhaitable que cette démarche serve également de base à l’évolution de certains textes, tels que les « Recommandations pour la prévention des désordres dus à l’alcali-réaction » ou les normes relatives au matériau béton (NF EN 206-1 notamment). Par exemple, les exigences de moyens (dosage minimal, rapport E/C maximal…), prévalant à l’heure actuelle dans les textes, feraient place dans une certaine mesure à des critères (performantiels) relatifs à des propriétés de durabilité. Ces critères seraient adaptés à la durée de vie requise pour l’ouvrage considéré. Le guide AFGC a pour objet de proposer une méthodologie pour l’obtention d’un béton apte à prémunir les ouvrages des dégradations liées à la corrosion des armatures et à l’alcali-réaction. L’approche proposée est une démarche performantielle, basée sur des propriétés relatives à la durabilité du matériau sain, plus précisément sur la notion d’indicateurs de durabilité. La sélection d’un nombre réduit d’indicateurs de durabilité et la spécification de critères d’acceptation (en termes de classes et/ou de valeurs limites) pour ces indicateurs, en fonction du type d’environnement et de la durée de vie exigée, constituent les deux étapes majeures dans l’élaboration de la démarche performantielle proposée.

289


La démarche proposée comprendra en général les étapes suivantes : • étape 1 : définition de la catégorie de l’ouvrage (importance économique et stratégique) et en particulier sélection de la durée de vie à exiger ; cette première étape conditionne l’importance des moyens à mettre en œuvre pour atteindre l’objectif de durabilité souhaité (application simple de la norme ou renforcement par rapport aux spécifications de base, choix des matériaux, étendue du programme d’essais, moyens de calcul à mettre en œuvre…) ; • étape 2 : définition des conditions environnementales générales (ouvrage) et particulières (parties d’ouvrage), incluant par exemple le type d’agressivité (milieu marin…), les variations de l’humidité relative et de la température du milieu environnant. Le type d’environnement correspondant sera alors défini (choix des classes d’exposition) ; • étape 3 : définition des risques de dégradation liés à la corrosion des armatures et/ou l’alcali-réaction (par exemple, corrosion des armatures et/ou alcali-réaction, dans le cas du guide AFGC) ; • étape 4 : choix des indicateurs de durabilité pour le béton (des paramètres complémentaires peuvent éventuellement être ajoutés), en fonction des caractéristiques (mécaniques, physiques, chimiques et économiques) de l’ouvrage et de son environnement et choix des dispositions constructives (enrobage…) ; • étape 5 : sélection des spécifications relatives aux indicateurs de durabilité (définis à l’étape 4) en fonction de l’importance de l’ouvrage et de la durée de vie exigée (fixés à l’étape 1), du type d’environnement (défini à l’étape 2), des risques de dégradation (identifiés à l’étape 3) et des dispositions constructives (définies à l’étape 4) ; • étape 6 : choix des formules des bétons devant satisfaire aux critères fixés (à l’étape 5) ; • étape 7 : qualification des formules de béton (choisies à l’étape 6) par des essais réalisés en laboratoire sur des éprouvettes conservées dans les conditions et pendant la durée (90 jours) préconisées dans le guide AFGC, • étape 8 : choix d’un modèle prédictif de durée de vie, où les indicateurs sélectionnés (ou au moins certains d’entre eux) apparaissent en temps que données d’entrée ; • étape 9 : selon le stade à partir duquel on met en œuvre la démarche : – phase de conception (amont = avant la construction) : prédiction de la durabilité (durée de vie probable), calibration et validation ultérieure des modèles par des contrôles a posteriori sur ouvrage et un suivi dans le temps de l’ouvrage, – phase d’expertise d’un ouvrage existant (dégradé ou non) : analyse de l’état actuel (diagnostic) et prédiction de son évolution future en évaluant par exemple sa capacité portante de service résiduelle (pronostic).

290


Il est possible d’appliquer la démarche de façon itérative, afin d’optimiser la conception et la rendre économique. Il est à noter que la durée de vie de la structure ne pourra être atteinte que si l’ensemble de la conception, la réalisation et la maintenance prend en compte les exigences prédéfinies (citons notamment l’importance de la cure et le respect des valeurs d’enrobage). Des valeurs limites ont pu être proposées en fonction du type d’environnement et de la durée de vie exigée (tableau 8.1). Ces valeurs ont été validées en utilisant des modèles de carbonatation et de pénétration des chlorures. Tableau 8.1 : exemples de valeurs limites proposées en fonction du type d’environnement et de la durée de vie exigée [BAR 04a]. de 50 à 100 ans

de 30 à 50 ans

Ouvrages dits exceptionnels

Grands ouvrages

Bâtiment et ouvrages de génie civil

Bâtiment

Niveau 5

Niveau 4

Niveau 3

Niveau 2

peau < 9 kgaz < 10

peau < 12 kgaz < 100

peau < 14

(6)

peau < 9 kliq < 0,01

peau < 12 kgaz < 100

peau < 14 (6)

peau < 9 kgaz < 10 kliq < 0,01 peau < 9 Da(mig) < 1 kgaz < 10 kliq < 0,01

peau < 12 Da(mig) < 20

peau < 9 Da(mig) < 1 kgaz < 10 kliq < 0,01






kliq < 0,1 (9)

peau < 14

Catégorie d’ouvrage

← Niveau d’exigence

peau < 16

peau < 16

Sec et très sec (HR 80 %)

2

peau < 15

Modérément humide (65 120 ans

(1) Concentration en Cl libres à la surface Cs ≤ 10 g.L–1. (2) Concentration en Cl libres à la surface Cs ≥ 100 g.L–1. (3) Alternative kgaz < 100·10–18 m2. (4) Alternative : kliq < 0,01·10-18 m2. (5) Alternative p < 15 % et [Ca(OH)2] ≥ 25 %. (6) Alternative p < 16 % et [Ca(OH) 2] ≥ 25 %. (7) Alternative p < 14 % et [Ca(OH) 2] ≥ 25 %. (8) Alternative kgaz < 300·10–18 m2 et [Ca(OH)2] ≥ 25 %. (9) Alternatives a) kgaz < 100·10-18 m2; b) kgaz < 300·10-18 m2 et [Ca(OH) 2] ≥ 25 %.

291


On dispose aujourd’hui de données permettant de situer les performances des bétons. C’est le cas notamment en ce qui concerne la diffusion des chlorures (figure 8.1). Les coefficients de diffusion ont été mesurés par migration sous champ électrique en régime stationnaire sur des échantillons de béton âgés de 90 jours par trois méthodes différentes. Le mode opératoire utilisé fait l’objet d’une méthode d’essai décrite dans l’ouvrage de synthèse des travaux du projet RGCU « GranDuBé » [GRA 07]. Coefficient de diffusion effectif des chlorures (10–12 m2 . s–1)

10

L M

1

H 0,1

Ds(mig) titration amont Ds(mig) conduc aval Ds(mig) titration aval

VH

0,01 0

10

20

30

40

50

60

70

80

90

100

110

120

130

Résistance mécanique à la compression moyenne (MPa) à 28 jours

L = Durabilité « potentielle » faible ; M = Durabilité « potentielle » moyenne ; H = Durabilité « potentielle » élevée ; VH = Durabilité « potentielle » très élevée

Figure 8.1 : exemple de classes de durabilité « potentielle » de durabilité appliquées au coefficient de diffusion effectif des chlorures [BAR 06].

3.2. L’approche performantielle dans les nouvelles normes européennes Même si les spécifications des bétons de structure pour atteindre une durée de vie des structures de 50 ans sont exprimées principalement sous formes de contraintes de formulation (prescriptions de moyens : tableaux NA.F.1 et NA.F.2), la norme NF EN 206-1 Béton, partie 1 « Spécification, performances, production et conformité » autorise l’emploi d’une approche performantielle. Celle-ci peut prendre deux formes, la première est comparative et est intitulée « concept de performance équivalente du béton », la seconde est plus générale et décrite sous les termes « méthodes de conception performantielles ». Le contexte normatif fait l’objet du chapitre 7 de ce livre. Le concept de performance équivalente du béton est défini au paragraphe 5.2.5.3 de la norme NF EN 206-1. Celle-ci précise qu’« il doit être prouvé que le béton a

292


une équivalence de performance avec celle d’un béton de référence, en particulier pour ce qui concerne son comportement vis-à-vis des agressions de l’environnement et sa durabilité, conformément aux exigences pour la classe d’exposition concernée ». Pour démontrer l’équivalence de performance, il convient donc de disposer, d’une part, d’essais approuvés et vérifiés s’inspirant des conditions réelles et, d’autre part, de justifier des choix pertinents pour les bétons de référence (des indications sont données dans l’annexe E de la norme). Cette approche est mentionnée en particulier pour l’incorporation d’additions en substitution du ciment dans des formulations non conformes aux prescriptions des tableaux NA.F.1 et NA.F.2. Les méthodes de conception performantielles sont décrites au paragraphe 5.3.3 de la norme NF EN 206-1 : « Les exigences relatives aux classes d’exposition peuvent être établies en utilisant les méthodes de conception performantielles pour la durabilité et elles peuvent être établies en termes de paramètres performantiels, par exemple une mesure d’écaillage dans un essai de gel-dégel. L’annexe J (informative) de la présente norme donne des conseils relatifs à l’utilisation d’une autre méthode de conception en fonction des performances pour la durabilité ». Cette annexe J explicite deux voies de justification de la durabilité : – des méthodes basées sur des essais approuvés et vérifiés représentatifs des conditions réelles, et contenant des critères de performance approuvés ; – ou bien des méthodes basées sur des modèles analytiques étalonnés par rapport à des résultats d’essais représentatifs des conditions réelles rencontrées dans la pratique. On retrouve ici l’approche performantielle et prédictive basée sur les indicateurs de durabilité et sur les témoins de durée de vie introduite au chapitre précédent. En ce qui concerne l’approche basée sur des essais de vieillissement accéléré, il est possible de s’inspirer de la méthode comparative correspondant au concept de performance équivalente du béton lorsque les critères de performance ne sont pas encore bien établis. Les normes destinées aux produits préfabriqués en béton, dont la norme NF EN 133691, intègrent également le plus souvent une démarche performantielle. De nombreux produits en béton préfabriqués sont en effet couverts par des normes ou d’autres textes qui traitent la durabilité en spécifiant des niveaux de performances à atteindre. Ceci permet de prendre en compte l’ensemble des facteurs liés aux formules de béton et aux procédés de fabrication. La différence essentielle entre les tableaux NA.F.1 et NA.F.2 des normes NF EN 206-1 et 1. NF EN 13369 Règles communes pour les produits préfabriqués en béton.

293


NF EN 13369 réside ainsi dans le remplacement du dosage minimal en Liantéq par un critère sur l’absorption d’eau maximale (voir chapitre 7 du présent ouvrage sur les normes).

3.3. Recommandations pour la durabilité des bétons durcis soumis au gel L’approche sur laquelle s’appuie les « Recommandations pour la durabilité des bétons durcis soumis au gel » [REC 03] peut être qualifiée de mixte dans la mesure où elle combine à plusieurs reprises et selon des formes différentes des obligations de moyens et une approche performantielle. L’approche mixte prend trois formes différentes dans les recommandations : – utilisation simultanée de plusieurs obligations de moyens et d’un essai de performance ; – utilisation de l’approche performantielle comme une solution alternative à une des obligations de moyens ; – définition d’une valeur limite associée à une obligation de moyen à l’aide d’un essai sur béton durci. La première forme d’approche mixte est utilisée pour appréhender la durabilité des bétons soumis à l’action du gel en présence des sels de déverglaçage. Le facteur d’espacement entre les bulles d’air, nommé également Lbarre, est une donnée essentielle pour la durabilité des bétons soumis à l’action du gel. Cette caractéristique des bétons qui résulte essentiellement de l’ajout d’un entraîneur d’air devient de ce fait une obligation de moyen quand une valeur limite est spécifiée. Dans les recommandations, une exigence sur le facteur d’espacement est utilisée tant pour la résistance au gel interne que pour la prévention des risques d’écaillage liés à l’action du gel en présence des sels de déverglaçage. Pour ce dernier type d’environnement, les recommandations fixent comme conditions d’acceptation d’un béton une limite sur le facteur d’espacement, des critères sur les constituants (notamment le ciment et les granulats) et l’obtention d’un résultat satisfaisant après réalisation d’un essai de performance selon la norme XP P18-420. La deuxième forme d’approche mixte est appliquée notamment pour les BHP dont le rapport E/C est inférieur à 0,32. Compte tenu des caractéristiques de leur réseau poreux, ces matériaux contiennent une quantité d’eau gelable naturellement faible. Aucune valeur limite sur le facteur d’espacement n’est requise pour ces bétons, ce qui ne veut pas dire pour autant que ces bétons sont formulés sans entraîneur d’air. La satisfaction de ces BHP à un essai de résistance au gel est considérée comme suffisante. Le troisième type d’approche mixte concerne la définition de la valeur limite spécifiée pour le facteur d’espacement. Pour la résistance du béton au gel interne, les

294


recommandations prévoient que la valeur limite du facteur d’espacement puisse être revue à la hausse après vérification du bon comportement du béton suite à l’application d’un essai réalisé selon la norme P18-424 ou P18-425. La norme P18-424 est appliquée dans le cas de gel sévère avec une forte saturation en eau du béton. La norme P18-425 est adaptée au gel modéré (quel que soit le degré de saturation en eau du béton) et au gel interne avec une saturation modérée. Le facteur d’espacement critique est ainsi recherché. Il est défini comme étant la valeur du facteur d’espacement correspondant à la valeur maximale admissible de l’allongement relatif à l’issue des 300 cycles de gel-dégel (figure 8.2). 3 000

Allongement (μm/m) après 300 cycles

2 750 2 500 2 250 2 000 1 750 1 500 1 250 1 000 750 500 400 250

Lcrit

0 0

200

400

600

800

Facteur d'espacement L (μm)

Figure 8.2 : détermination de la valeur du facteur d’espacement critique à l’aide d’un essai de caractérisation de la tenue au gel du béton.

3.4. Recommandations pour la prévention des désordres liés à l’alcali-réaction Les « Recommandations pour la prévention des désordres liés à l’alcali-réaction » [REC 94] utilisent également une approche mixte. Le schéma décisionnel destiné à qualifier les granulats au regard de leur caractère potentiellement réactif (PR), potentiellement réactif à effet de pessimum (PRP) ou non réactif (NR) est décrit dans la norme FD P18-452. Il comprend à la fois des critères sur la composition minéralogique des granulats qui s’apparentent à des obligations de moyen et sur l’utilisation d’essais dits de performance.

295


Dans la démarche de qualification des granulats, les essais de performance sont utilisables lorsque l’étude pétrographique met en évidence que la quantité d’espèces minérales réactives est supérieure à 4 %. La réalisation d’un essai dit « crible »1 permet d’apporter des réponses quant au comportement d’un granulat dans un environnement chimique et physique propice au développement de l’alcali-réaction. L’essai de référence correspond à l’essai accéléré à l’autoclave sur mortier réalisé selon le mode opératoire de la norme XP P18-594. L’acceptation ou non d’une formulation de béton repose également sur une démarche qui autorise une analyse sur les constituants ou la satisfaction à un critère de performance. Les recommandations distinguent trois niveaux de prévention (A, B et C) qui dépendent de la catégorie d’ouvrage et de l’environnement. Pour le niveau de prévention B, la formule est en effet considérée comme acceptable lorsqu’une des conditions suivantes est remplie : les granulats sont non réactifs, les conditions particulières aux granulats PRP sont satisfaites, il existe des références d’emploi convaincantes, le bilan des alcalins est favorable, des additions minérales inhibitrices sont utilisées en quantité suffisante ou bien la formule satisfait à un critère de performance.

3.5. Les différentes méthodologies pour la durabilité des bétons selon l’Institut des sciences de la construction Eduardo Torroja en Espagne Bien qu’ouvrant la porte à l’approche performantielle, la norme NF EN 206-1 relève majoritairement du niveau 1, défini par [AND 06], puisqu’elle comporte essentiellement des exigences liées aux caractéristiques de la composition du béton: dosages minimaux en liant équivalent (Liantéq), rapports Eauefficace/Liantéq maximaux, classes de résistance à la compression minimales. Dans certains cas (attaques chimiques notamment), la norme précise quelles doivent être les natures de ciment à utiliser. Cette approche, reposant sur l’expérience acquise, est peu adaptée lorsque la durée de vie dépasse 50 ans. Le niveau 2 comprend les approches basées sur des indicateurs de durabilité ou sur l’utilisation d’essais de performance [AND 06]. Les indicateurs de durabilité cités par l’auteur correspondent à la porosité, la perméabilité, la résistivité et la diffusivité. La résistivité électrique est considérée par « l’école espagnole » comme un indicateur de durabilité pertinent car ce paramètre quantifie la connectivité du réseau poreux du matériau. Il est de plus un paramètre majeur contrôlant la corrosion des armatures, et la mesure, non destructive, peut être réalisée en labora-

1. Essai qui, selon le FD P18-452, met en œuvre une procédure fortement accélérée capable de diagnostiquer, en moins d’une semaine, la réactivité aux alcalins d’un granulat en NR, PR ou PRP.

296


toire ou sur ouvrages existants, afin de ré-évaluer par exemple la durée de vie [SIL 06]. Le troisième niveau repose sur l’utilisation de modèles de carbonatation ou de pénétration des chlorures. Le principe est de s’assurer que tout au long de la durée de vie de l’ouvrage, la résistance (R) restera supérieure à la sollicitation (S). Il est important de distinguer les modèles relevant d’une approche empirique des modèles plus complexes intégrant les mécanismes physico-chimiques. Les modèles les plus simples sont basés sur les lois de Fick. Les profondeurs de carbonatation ou concentration en chlorures sont donc fonction de la racine du temps. Le niveau 3 est généralement utilisé aujourd’hui lorsque la durée de vie visée est particulièrement élevée, c’est-à-dire au-delà de 100 ans (exemple du pont sur le Tage). Les modèles de durabilité utilisent pour la plupart des paramètres de calage permettant de prendre en compte des facteurs telles que la cure, l’évolution des propriétés des bétons au cours du temps, des conditions environnementales difficiles à modéliser (cycles d’humidification/séchage par exemple). Des études sont encore nécessaires aujourd’hui pour calibrer les modèles de durabilité. La méthodologie mise en œuvre pour le niveau 4 est plus sophistiquée puisqu’elle fait intervenir des modèles probabilistes. La démarche probabiliste, pour appréhender la durabilité des ouvrages en béton, commence à être utilisée dans le cadre de la normalisation (exemple de l’Eurocode 2 « Enrobage des armatures »). Contrairement à l’approche déterministe où des valeurs uniques (les moyennes) sont attribuées aux paramètres d’entrée des modèles, l’approche probabiliste prend en compte la variabilité des phénomènes en représentant certaines grandeurs par la loi de distribution de sa valeur (densité de probabilité de la variable aléatoire). Selon l’approche probabiliste, un ouvrage est réputé sûr si sa probabilité de défaillance, Pf, est inférieure à une valeur donnée à l’avance, la probabilité cible Pfcible (risque de défaillance acceptable). La probabilité de défaillance de l’élément est liée au dépassement de la résistance par la sollicitation selon la relation : Pf (t) = P (R(t) < S(t)) = P ( R(t) – S(t) < 0 ) Les fonctions R(t) et S(t) correspondent respectivement à l’évolution dans le temps de la résistance de la structure et des sollicitations extérieures. La valeur de la probabilité cible est conditionnée par de nombreux facteurs, variant selon l’ouvrage, ses caractéristiques d’implantation et ses propriétés de service, tels que : – la durée de vie escomptée ; – les risques de vieillissement ; – les conséquences engendrées par la dégradation de l’ouvrage ;

297


– des critères économiques (valeur de remplacement, coût d’entretien,…). Cela implique de définir une probabilité de défaillance acceptable à laquelle correspond un indice de fiabilité (tableau 8.2). L’indice de fiabilité représente le nombre d’écarts types entre la valeur moyenne de la marge de sécurité M (M = R – S) et la défaillance Df (R = S) ; R et S représentant respectivement les facteurs résistants de la structure et les actions sollicitantes. Tableau 8.2 : indices de fiabilité et probabilité de défaillance correspondante [AND 06]. Indice de fiabilité (β)

1,5

2,3

3,8

4,26

4,8

Probabilité de défaillance (Pf)

0,067

10-2

7.10-5

10-5

10-6

3.6. Approche développée par les Pays-Bas pour les risques de corrosion des armatures liés à la présence de chlorures Les recommandations définies aux Pays-Bas pour maîtriser la durabilité des ouvrages en béton concernés par les classes d’exposition XD (chlorures ayant une origine autre que marine, sels de déverglaçage par exemple) et XS (chlorures présents dans l’eau de mer) s’appuient sur la méthodologie développée au sein du projet européen Duracrete [POL06]. Une approche probabiliste est utilisée pour optimiser l’enrobage, le coefficient de diffusion des chlorures dans le béton et la nature du liant en fonction de la durée de vie visée. Le modèle retenu pour la diffusion des chlorures est un modèle empirique. Il correspond à l’équation ci-dessous : ⎛ ⎞ x C ( x, t ) = C s – ( C s – Ci )erf ⎜ -----------------------------------------⎟ ⎜ n ⎟ ⎝ 4kD 0 ( t 0 ⁄ t ) ⋅ t⎠ avec : C(x,t), la concentration en chlorures au temps t et à la profondeur x ; Cs, la concentration en chlorures à la surface ; Ci, la concentration en chlorures initiale ; k un coefficient de correction dépendant de la nature du liant, des conditions environnementales de l’ouvrage et de la cure du béton ; D0, le coefficient de diffusion apparent des chlorures mesuré à 28 jours ; n, un coefficient prenant en compte le taux d’hydratation du liant. Cette approche permet soit de déterminer des valeurs de coefficient de diffusion des chlorures à ne pas dépasser, en fonction de la nature du liant, de l’enrobage et

298


de la durée de vie visée, ou bien de quantifier pour un béton donné et une durée de vie fixée quelle doit être l’enrobage minimal. Ces valeurs sont calculées en admettant une probabilité de défaillance de 10 % ce qui correspond à un indice de fiabilité (β) de 1,3. Notons que dans le cas d’une approche purement déterministe, la probabilité de défaillance admise par défaut est égale à 50 %. À titre d’exemple, l’application de cette approche à un ouvrage pour lequel une durée de vie souhaitée est de 100 ans, relevant des classes d’exposition XS2 ou XD2, constitué d’un béton à base de ciment CEM I et pour lequel l’enrobage est inférieur ou égal à 50 mm conduit à un coefficient de diffusion apparent des chlorures (D0) maximal de 6.10–12 m2.s–1.

4. EXEMPLES D’APPLICATION SUR DES OUVRAGES 4.1. Le pont sur le Tage et le viaduc de Millau Le pont sur le Tage à Lisbonne (mis en service en 1998) a été un des premiers ouvrages dont la durabilité ait été justifiée sur la base d’une approche performantielle [HOR 97]. S’agissant d’un ouvrage en milieu marin, le risque principal est la corrosion des armatures liée à la pénétration des chlorures. Pour le viaduc de Millau (ouvert au trafic en 2004), qui a lui aussi un objectif de durée de vie de 120 ans, les conditions d’exposition sont à la fois plus diverses et moins sévères. L’approche performantielle a été utilisée pour justifier la résistance au gel du béton des piles qui a été formulé sur la base d’un béton B60 sans fumée de silice (ciment CEM I PM ES sans addition) et sans entraîneur d’air, suivant les dispositions des recommandations du LCPC pour la durabilité des bétons durcis soumis au gel [REC 03]. Les indicateurs de durabilité sélectionnés dans le guide AFGC ont également été mesurés et comparés à des seuils préétablis, en particulier pour le béton des piles (perméabilité à l’oxygène, coefficient de diffusion des ions chlorure, porosité à l’eau).

4.2. Le pont de Rion-Antirion en Grèce Comme pour le pont sur le Tage à Lisbonne, le pont de Rion-Antirion (ouvert au trafic en 2004) est un ouvrage en milieu marin réalisé en béton à hautes performances. La durée de vie escomptée est de 120 ans et cette valeur a été directement comparée au temps nécessaire à l’obtention d’un seuil critique de concentration en chlorures au niveau des premières nappes d’armatures, en fonction de l’exposition des différentes parties d’ouvrage. Toutes les formules de béton utilisées ont fait l’objet de l’essai dit RCPT selon la norme ASTM C1202 (mesure de la quantité d’électricité ayant traversé l’échantillon) et les plus exposées ont donné lieu à des mesures de coefficient de diffusion des chlorures à différentes échéances de

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maturation du matériau permettant par modélisation un calcul prédictif de la cinétique de pénétration des chlorures. Ainsi, dans la zone de marnage qui est la plus critique, l’utilisation d’un béton de classe C45/55 composé de ciment à forte teneur en laitier (62 %) et de granulats calcaires avec un rapport eau sur ciment légèrement inférieur à 0,40 a permis de justifier une teneur en chlorures totaux inférieure à 0,4 % par rapport à la masse de ciment au bout de 120 ans pour un enrobage minimal de 70 mm. Les caractéristiques de durabilité n’ont pas été déterminées sur des éprouvettes de laboratoire mais ont été vérifiées sur ouvrage (maquettes ou échelle 1) ainsi que leur homogénéité.

4.3. Le pont de la Confédération Le pont de la Confédération au Canada (aussi appelé pont de l’île du PrinceÉdouard), inauguré en 1997, a été pour sa part dimensionné vis-à-vis des risques de corrosion des armatures et des risques d’abrasion par action de la glace au niveau de la base de ses appuis, pour une durée de vie de 100 ans. Pour ce qui est de l’abrasion, un béton à hautes performances de plus de 90 MPa de résistance en compression incorporant des granulats très résistants et de la fumée de silice a été mis en œuvre. En parallèle, une approche performantielle a été employée pour maîtriser les risques de corrosion des armatures. Un modèle a été utilisé pour calculer l’évolution des profils de teneur en chlorures en fonction du temps. Au préalable, les coefficients de diffusion des chlorures ont été mesurés pour les différentes formules de béton. Celles-ci correspondent à des BHP dont la résistance spécifiée était en général de 55 MPa (formulations avec ciment Portland, fumée de silice, cendres volantes et entraîneur d’air). Les calculs ont montré qu’une teneur critique en chlorures totaux de 0,4 % par rapport à la masse de ciment ne serait pas atteinte avant 60 ans pour un enrobage de 75 mm, et il a été pris en compte ensuite que la très forte résistivité électrique des bétons utilisés conduirait à un délai fortement prolongé entre la période de dépassivation et l’apparition des premiers éclatements.

5. CONCLUSION La démarche performantielle est une démarche globale qui permet de prendre en compte tous les aspects technico-économiques spécifiques à chaque ouvrage (importance de l’ouvrage, environnement, sollicitations physico-chimiques et mécaniques, risques induits, durée de vie demandée). Le fait que des durées de vie élevées soient requises pour de plus en plus d’ouvrages, l’utilisation croissante de nouveaux bétons, la nécessité d’accroître la diversité des réponses possibles pour les constructeurs de manière à répondre mieux aux défis que pose le développement durable renforcent l’intérêt d’appréhender la durabilité des bétons selon une approche davantage performantielle. Parallèle-

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ment, les travaux menés depuis une quinzaine d’années dans les laboratoires ont permis de développer des méthodologies et des modes opératoires fiables adaptés aux besoins des utilisateurs. On le voit à travers les exemples de démarches proposées, il n’existe pas un type d’approche performantielle mais plusieurs. Ces approches diffèrent par les outils utilisés, les thématiques de durabilité traitées, par les durées de vie qu’elles se donnent comme objectif de maîtriser et bien entendu par leur domaine d’application. L’approche performantielle est d’ores et déjà citée et utilisée dans des textes normatifs couramment repris dans les cahiers des charges des ouvrages en béton. Il est nécessaire cependant de préciser encore davantage, notamment dans des normes, comment les différentes méthodologies peuvent être mises en place. Des modes opératoires fiables ont ainsi été élaborés et on dispose pour nombre d’entre eux d’un retour d’expérience significatif. Les plus pertinents d’entre eux au regard de leur intérêt pour l’approche performantielle feront prochainement l’objet de normes européennes ou nationales. La constitution de bases de données est un facteur clé pour l’utilisation de l’approche performantielle dans un contexte normatif. Cette étape est nécessaire pour statuer sur la pertinence des valeurs seuils associés aux indicateurs de durabilité ou aux essais de performance. Une autre condition nécessaire réside dans le fait de disposer de modèles de durabilité rendant compte des phénomènes intervenant in situ. Les modèles physicochimiques sophistiqués développés récemment, couplant plusieurs processus, oeuvrent dans ce sens. Une description probabiliste contribuera de plus à une bonne prise en compte de la variabilité des paramètres d’entrée des modèles in situ. Bibliographie [AFG 02] AFGC – Bétons fibrés à ultrahautes performances. Recommandations provisoires, janvier 2002. [AFP 97] AFPC-AFREM – Méthodes recommandées pour la mesure des grandeurs associées à la durabilité. Compte rendu des journées techniques AFPC-AFREM des 11 et 12 décembre 1997. [AND 01] ANDRADE C., ALONSO C., ARTEAGA A., TANNER P. – “Methodology based on the electrical resistivity for the calculation of reinforcement serfice life”. L’industria italianna del cemento, n° 764, 2001, p. 330-339. [AND 06] ANDRADE C. – “Multilevel (four) methodology for durability design”. International RILEM Workshop on Performance Based Evaluation and Indicators for Concrete Durability, Madrid, 19-21 mars 2006. [BAR 04a] BAROGHEL-BOUNY V. – « Maîtrise de la durabilité vis-à-vis de la corrosion des armatures et de l’alcali-réaction ». Guide AFGC Conception des bétons pour une durée de vie donnée des ouvrages, juillet 2004.

301


[BAR 04b] BAROGHEL-BOUNY V., GAWSEWITCH J., BELIN P., OUNOUGHI K., ARNAUD S., OLIVIER G., BISSONNETTE B. – « Vieillissement des bétons en milieu naturel : une expérimentation pour le XXIe siècle. IV : résultats issus des prélèvements effectués sur les corps d’épreuve de différents sites aux premières échéances de mesure ». Bulletin des laboratoires des ponts et chaussées, n° 249, mars-avril 2004, p. 49-100. [BAR 06] BAROGHEL-BOUNY V. – “Durability indicators: relevant tools for performance-based evaluation and multi-level prediction of durability”. International RILEM Workshop on Performance Based Evaluation and Indicators for Concrete Durability, Madrid, 19-21 mars 2006. [FRA 07] FRANCISCO P., BADOZ C., ROUGEAU P. – “A performance approach for durability of concrete exposed to acid attacks and aggressive water”. Actes du congrès international CONSEC 07, 2007. [GRA 07] GranDuBé. Grandeurs associées à la durabilité des bétons, sous la direction de G. Arliguie et H. Hornain, Presses des Ponts et Chaussées, 2007. [HOR 97] HORNAIN H., HOUDUSSE O. – « Mesure de la perméabilité à l’oxygène et du coefficient de diffusion des ions chlore dans les bétons. Application des méthodes AFREM au suivi de la durabilité des bétons d’un ouvrage d’art ». Compte rendu des journées techniques AFPC-AFREM Durabilité des bétons, 1997. [LPC 07] LCPC – Réactivité d’une formule de béton vis-à-vis d’une réaction sulfatique interne. Méthode d’essai LPC n° 66. [PAP 91] PAPADAKIS V.G., VAYENAS C.G., FARDIS M.N. – “Physical and chemical characteristics affecting the durability of concrete”. ACI materials journal, vol. 88, n° 2, 1991, p. 186-196. [PAV 03] PAVOINE A. – Évaluation du potentiel de réactivité des bétons vis-à-vis de la formation différée de l’ettringite. Thèse de doctorat, université Pierre et Marie Curie Paris VI, 2003. [POL 06] POLDER R.B., VAN DER WEGEN G., BOUTZ M. – “Performance based guideline for service life design of concrete for civil engineering structures. The present approach in the Netherlands”. International RILEM Workshop on Performance Based Evaluation and Indicators for Concrete Durability, Madrid, 19-21 mars 2006. [RAF 02] RAFAÏ N., HORNAIN H., VILLAIN G., BAROGHEL-BOUNY V., PLATRET G., CHAUSSADENT T. – « Comparaison et validité des méthodes de mesure de la carbonatation ». Revue française de génie civil, vol. 6, n° 2, 2002, p. 251-274. [REC 03] Recommandations pour la durabilité des bétons durcis soumis au gel. Techniques et méthodes des laboratoires des ponts et chaussées, LCPC, 2003. [REC 94] Recommandations pour la prévention des désordres dus à l’alcali-réaction. LCPC, 1994. [SIL 06] SILVA J., JALALI S., FERREIRA M. – “Estimating lon-term durability parameters based on electrical resistivity measurements”. International RILEM Workshop on Performance Based Evaluation and Indicators for Concrete Durability, Madrid, 19-21 mars 2006.

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CHAPITRE 9

La durabilité des armatures et du béton d’enrobage V. BAROGHEL-BOUNY, B. CAPRA, S. LAURENS

Résumé Développé sans cesse depuis la fin du XIXe siècle, le béton armé est aujourd’hui le matériau de construction le plus répandu dans le monde. Si le béton a la capacité d’empêcher la corrosion des armatures, encore faut-il connaître à quelles conditions. La corrosion des armatures a lieu à la suite de la carbonatation du béton d’enrobage et/ou de la pénétration des chlorures. Le processus de corrosion est un phénomène électrochimique qui se produit au sein du béton. La détérioration se déroule en deux étapes, dans la première phase, dite d’amorçage, l’acier est protégé initialement par l’alcalinité élevée de la solution interstitielle régnant à l’intérieur du béton : il se forme une couche passive mince d’oxydes protecteurs. La carbonatation du béton en diminuant le pH et/ou une quantité suffisante de chlorures peuvent détruire cette passivité et amorcer la deuxième étape, à savoir la propagation de la corrosion. L’apport d’oxygène et surtout l’humidité ambiante règlent alors la vitesse de corrosion. La propagation de la corrosion conduit progressivement à la formation de fissures et au décollement du béton d’enrobage. Pour améliorer la durabilité des ouvrages en béton armé, il faut autant que possible allonger la période d’amorçage en utilisant des bétons compacts et peu per-

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méables (en présence de chlorures, les ajouts de laitiers, de cendres volantes ou de fumées de silice peuvent être bénéfiques). Il faut aussi, évidemment, que l’épaisseur d’enrobage soit suffisante. Le respect de la réglementation actuelle (normes européennes), ou d’approches de types performantielles, permettent de viser une durée de vie donnée. Des modèles numériques permettent de pronostiquer des durées de périodes d’amorçage ainsi que des vitesses de développement de la corrosion avec prise en compte des incertitudes. Les méthodes de diagnostic des ouvrages permettent de quantifier, par croisement de différentes techniques, l’état de dégradation dû à la corrosion. Selon l’état d’avancement des dommages, des mesures préventives, de réhabilitation, voire de remplacement, seront utilisées afin de garantir la sécurité de l’ouvrage ou, le cas échéant, sa requalification dans le cadre d’un programme de maintenance.

Mots-clés ACIER, ARMATURE, CARBONATATION, CHLORURE, CORROSION, ENROBAGE, FISSURATION, HUMIDITÉ, MAINTENANCE, MODÈLES, PASSIVATION, PRÉDICTION, PRÉVENTION, RÉPARATION, SOLUTION INTERSTITIELLE.

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La durabilité des armatures et du béton d’enrobage

1. INTRODUCTION : ASPECT ÉCONOMIQUE DE LA CORROSION Le béton armé est largement utilisé depuis plus d’un siècle car c’est un matériau de construction souple d’emploi, économique et durable. L’utilisation d’armatures en acier dans les zones tendues, en raison de la faible résistance à la traction du béton, permet de concevoir des structures aux emplois divers, le béton fournissant à l’armature un environnement protecteur. Il existe pourtant des situations où les ouvrages en béton armé se dégradent plus vite ou plus sévèrement que prévu suite à des fautes de conception et de mise en œuvre ou à une mauvaise utilisation des matériaux par rapport à l’agressivité de l’environnement. Généralement, les dégradations observées résultent d’une combinaison de ces différents facteurs. La corrosion des aciers au carbone dans le béton est l’une des principales pathologies des ouvrages de génie civil. Elle concerne de nombreux ouvrages tels que ceux soumis à une atmosphère chargée en CO2, comme dans les milieux urbains ou industriels (phénomène de carbonatation), ou des ouvrages soumis à l’exposition aux ions chlorure (environnement marin, sels de déverglaçage sur ouvrages routiers). La corrosion de l’acier dans le béton a reçu une attention croissante durant ces trente dernières années à cause de sa fréquence et des coûts élevés des réparations. Une étude au Japon montre que 90 % des bâtiments exposés à un environnement marin présentent des épaisseurs d’enrobage insuffisantes et que le pourcentage de bâtiments âgés de 10 ans qui souffrent déjà de détériorations est important [MAS 02]. La corrosion reste la cause de détérioration la plus coûteuse en termes de maintenance. Elle est à l’origine de nombreux défauts apparents qui, s’ils n’engendrent pas de pertes de capacité portante de la structure, se révèlent nuisibles à l’exploitation de l’ouvrage. En Amérique du Nord, l’investissement tardif dans le domaine de la maintenance provoque actuellement des déficiences structurales importantes. Les États-Unis doivent surveiller un parc de près de 586 000 ponts autoroutiers dont 15 % sont considérés comme structuralement déficients, essentiellement pour des raisons de corrosion avancée [MAN 04, LAF 05]. La majeure partie du patrimoine d’ouvrages d’art a été construite durant les années 1930, en réponse à la crise économique, et durant les années 1950 à 1970 lors de la réalisation du réseau d’autoroutes. Les premiers ouvrages ont atteint leur fin de vie tandis que les seconds nécessitent des travaux de maintenance majeurs. Le renouvellement ou le remplacement de ces ponts va coûter plus de 10 milliards de dollars par an (≈ 8500 M€) au cours des dix prochaines années et ceci uniquement pour couvrir les déficiences les plus graves [LAF 05, EST 03, FHA 97]. L’analyse du cycle de

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vie estime les coûts indirects pour l’usager, dus aux retards et à la perte de productivité, à plus de dix fois les coûts directs de maintenance, réparation et réhabilitation des ouvrages corrodés. Dans le cas cité, la corrosion est principalement induite par les ions chlorure provenant des sels de déverglaçage et de l’exposition marine. Au Canada, environ 40 % des ponts autoroutiers ont plus de 40 ans de service. Un grand nombre d’entre eux exigent un renouvellement ou un remplacement en raison des dommages causés par la corrosion. Ces travaux sont estimés à 10 milliards de dollars canadiens (≈ 6 500 M€) [LAF 05, CUS 04], dont 30 à 50 % devraient être affectés à la remise en état des tabliers de ponts [LOU 03]. Au Québec, la majorité des 4000 ponts gérés par le ministère des Transports sont en béton armé. Un grand nombre d’entre eux ont une durée de service supérieure à 50 ans et se trouvent dans un état de détérioration avancé. En 1998, on estimait que 25 % de ces ouvrages souffraient, à des degrés divers, de corrosion des armatures [VEZ 98]. En Amérique du Nord, le coût total des dégradations de l’infrastructure en béton liées à la corrosion par les sels de déverglaçage est estimé à 150 milliards de dollars [BRO 00]. Au Royaume-Uni, le département des transports estime que le coût de réparations des ponts routiers inventoriés et endommagés par la corrosion, soit environ 10 %, s’élève à environ 617 millions de livres sterling (≈ 900 M€) [LAF 05, BRO 00]. Le réseau autoroutier suisse compte 1043 ponts routiers, 1096 passages supérieurs et 1095 passages inférieurs (total de 3 234), dont 53 % sont en béton précontraint, 45 % en béton armé et 2 % en acier [CON 00]. Les coûts d’entretien du réseau autoroutier sont en augmentation durant ces dernières années mais les montants exacts imputables aux dégâts issus de la corrosion ne sont pas connus. En France, la direction des Routes du ministère de l’Équipement a conduit en 1997 des enquêtes d’image qualité des ouvrages d’art (enquête IQOA) qui sont des évaluations précises du patrimoine national [DAL 99]. Il ressort de ces études que les dégradations observées sur les ouvrages d’art en béton armé sont essentiellement dues à la corrosion des armatures. Sur un échantillon de 315 ponts du réseau national (hors ponts métalliques et en maçonnerie), la base IQOA indique que 89 d’entre eux sont atteints de corrosion, soit 28 % de l’échantillon. De plus, la plupart des désordres touchant les bâtiments est également liée à la corrosion des aciers. Les interventions de maintenance engendrent également des coûts indirects imputables à l’utilisateur. Ces coûts comprennent les pertes dues aux ralentissements et aux attentes, les surcoûts d’exploitation des véhicules et les coûts d’atteinte à

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l’environnement. Ces coûts indirects sont estimés à plus de dix fois les coûts de maintenance et de remplacement des ouvrages corrodés [YUN 06]. À l’heure actuelle, une période de restriction économique limite les budgets d’entretien et les travaux de réparation accusent des retards. Cette constante pression sur la disponibilité des budgets de maintenance favorise le développement de nouvelles technologies de monitoring d’ouvrages, le développement de modèles plus fiables et la mise en place de surveillances et d’auscultations permettant de répertorier, de suivre et de prédire l’évolution des détériorations. L’analyse de l’évolution des détériorations permet de mieux planifier la maintenance et de procéder à un échelonnement optimal des interventions dans le temps et dans l’espace en maintenant une sécurité adéquate. Les catastrophes majeures d’ouvrages engendrées par la corrosion sont heureusement relativement rares mais l’éventualité de telles défaillances ne doit pas être sous-estimée. La figure 9.1 illustre un effondrement d’ouvrage provoqué par la corrosion des aciers du béton à l’université Syracuse de New York (rupture d’une dalle portante de parking en porte-à-faux). L’enquête a conclu que la capacité portante des aciers supérieurs a été réduite par la corrosion provoquée par les sels de déverglaçage apportés par les voitures en stationnement.

Figure 9.1 : rupture d’une dalle de parking due à la corrosion des aciers.

Le tableau 9.1 recense quelques exemples de défaillances avec les durées de service associées. Bien que les évènements survenus sur ces ouvrages aient été engendrés en partie par la corrosion, ils sont souvent dus à la conjonction d’une série d’évènements critiques.

307


Tableau 9.1 : défaillances survenues sur des structures par l’action de la corrosion [CON 06]. Événements Effondrement du pont Silver Effondrement de la halle de congrès de Berlin Ouest Effondrement du pont Mianus River Démolition du pont autoroutier Elmenrüti Effondrement du plafond de la piscine d’Uster Effondrement d’un parking, université de Syracuse Effondrement du pont de Walnut Street Effondrement d’une dalle de parking Effondrement d’une dalle dans la cour d’un collège

Lieu

Année Durée d’occurrence de service

Virginie (États-Unis)

1967

39 ans

Berlin Ouest (Allemagne)

1980

23 ans

Massachusetts (États-Unis)

1983

26 ans

canton d’Uri (Suisse)

1984

14 ans

canton de Zurich (Suisse)

1985

13 ans

New-York (États-Unis)

1995

Harrisburg, Pennsylvanie (États-Unis)

1996

96 ans

2005

30 ans

Minnesota (États-Unis) Yverdon (Suisse)

La corrosion des armatures est la première cause de désordre affectant le domaine du bâtiment. Les manifestations sont des éclats de béton dus à des armatures très proches de la surface, recouvertes de produits d’oxydation et pouvant générer des coulures de rouille. Ces sinistres ne remettent généralement pas en cause la stabilité du bâtiment mais engendrent une forte détérioration de l’aspect. La corrosion des armatures est, dans ce cas, principalement due à la carbonatation du béton, l’influence des chlorures ne concernant généralement que les ouvrages en milieu marin ou exposés aux sels de déverglaçage. Les phénomènes de corrosion peuvent être relativement rapides en cas de porosité excessive du matériau et/ou d’insuffisance d’enrobage. Dans la perspective d’un développement durable, les infrastructures doivent conserver les performances requises sur le long terme. Une longévité insuffisante conduit en effet à des dépenses accrues pour l’entretien. Afin de bâtir et exploiter des structures fiables et durables, il est nécessaire d’évaluer les coûts du cycle de vie au même titre que le coût d’investissement de la construction. Par ailleurs, pour une structure déjà détériorée, un programme de maintenance et de réparation rationnel doit être établi en rapport avec l’état de la structure. Il est donc important de pouvoir identifier suffisamment tôt les risques de dégradations possibles et, le cas échéant, de pouvoir prédire leur évolution afin de mettre en place les stratégies de maintenance les mieux adaptées.

308


2. LES DEUX ÉTAPES DE LA CORROSION DES ACIERS : INCUBATION ET PROPAGATION Les manifestations visibles de la corrosion d’un ouvrage (tâches de rouilles, fissurations, armatures apparentes corrodées, éclatements de béton) sont les conséquences de réactions chimiques endogènes qui ont commencé bien avant que les désordres ne soient apparents. On distingue schématiquement et successivement deux phases dans le développement de la corrosion : – une période d’amorçage, dite aussi période dormante, d’incubation ou d’initiation, durant laquelle la stabilité du système constitué par l’armature métallique noyée dans la matrice cimentaire du béton décroît progressivement et durant laquelle se créent les conditions favorables au développement de la corrosion. L’amorçage de la corrosion peut être provoqué soit par la carbonatation du béton d’enrobage, soit par la pénétration d’ions chlorure ; – une période de propagation durant laquelle on observe, en premier lieu, la formation de produits issus de la corrosion de l’armature. Les phénomènes électrochimiques de corrosion, décrits plus loin au paragraphe 3, conduisent à la formation d’oxydes et d’hydroxydes de volumes supérieurs à celui de l’acier sain (figure 9.2). Ces produits entraînent des contraintes qui peuvent provoquer une fissuration parallèle aux aciers qui diminue l’adhérence acier/béton, ainsi que l’éclatement du béton d’enrobage (formation d’épaufrures). Les désordres créés nuisent à l’aspect esthétique des ouvrages, mais contribuent aussi à affaiblir les résistances mécaniques. La corrosion conduit aussi à une diminution de la section des armatures, homogène dans le cas de la carbonatation, ou par piqûres (profondes) dans le cas d’une attaque par les chlorures lorsque la concentration en chlorures a dépassé un seuil « critique » de dépassivation [ALO 00]. On considère généralement que la capacité fonctionnelle de l’ouvrage est entamée dès la destruction du béton d’enrobage, même si la réduction de la section des armatures ne contribue pas encore à produire des défauts structurels. Fe Fe3O4 Fe(OH)2 Fe(OH)3 Fe(OH)3, 3H2O 0

1

2

3

4

5

6

Volume (cm3)

Figure 9.2 : augmentation de volume des produits d’oxydation du fer.

309


Volume des produits de corrosion

La figure 9.3 illustre les différentes phases précédentes selon le modèle de Tuutti [TUU 82]. I

II

Amorçage

Propagation

D

A Temps

Figure 9.3 : schéma de dégradation des armatures au cours du temps, d’après [TUU 82]. Après une période d’amorçage, ou d’incubation (zone I), la corrosion débute (point A). Elle se poursuit dans une phase de propagation (zone II) et conduit à une dégradation progressive du béton qui s’accélère après la destruction de l’enrobage (point D).

À la surface d’un ouvrage, les signes visibles de la corrosion apparaissent bien après le début de la phase de propagation car la rouille aura dû migrer des aciers jusqu’à la surface. De même, la fissuration ne sera visible qu’après l’existence d’une quantité de rouille suffisante pour fissurer le béton d’enrobage.

La période d’amorçage est capitale dans la préservation des armatures puisqu’elle va contrôler le début des phénomènes de corrosion. Si l’enrobage en béton est un élément essentiel de protection, sa seule épaisseur n’est pas nécessairement synonyme de durabilité. Ses caractéristiques de transfert (perméabilité, diffusivité) sont essentielles car elles assurent la fonction de barrière vis-à-vis des agents agressifs. L’environnement (température, humidité) joue également un rôle important sur la résistance de cette barrière. La figure 9.4 donne des exemples de dégradations d’ouvrages dues à la corrosion (fissuration, éclatement localisé, éclatement généralisé). L’apparition des fissures à la surface est la conséquence des réactions qui ont démarré bien avant les manifestations visibles. L’état ultime correspond à un éclatement du béton, avec risques de chute des morceaux de béton dans le cas d’éléments verticaux. Les fissurations sont souvent accompagnées, voire précédées dans certains cas, d’exsudations (tâches de rouille).

310


Si l’éclatement du béton n’entraîne pas de conséquences structurelles directes (dans les règlements de calcul le béton n’est pas pris en compte dans les zones tendues), la perte de section d’acier influence fortement la capacité portante de l’ouvrage. Une étude expérimentale réalisée au LMDC de Toulouse sur des poutres en béton armé soumises pendant 14 ans à un environnement agressif à permis d’aboutir aux conclusions suivantes [CAS 00a, CAS 00b] : – à la rupture, seule intervient la réduction de section des armatures ; celle-ci entraîne une diminution de la capacité portante de près de 20 % et une diminution de la ductilité de l’ordre de 70 % due en partie à la perte de ductilité des aciers tendus ; – le comportement mécanique résiduel en service des poutres corrodées est contrôlé à la fois par la réduction de la section d’acier mais également par la perte d’adhérence acier-béton. Ces manifestations, lorsqu’elles sont visibles, sont le signe d’une corrosion active qui a entraîné des dommages. Dès lors, la mise en place d’actions de maintenance plus ou moins lourdes afin de réparer l’ouvrage est nécessaire. Il est donc important pour un maître d’ouvrage de ne pas attendre que les désordres se manifestent pour intervenir (approche curative) mais de pouvoir anticiper ceux-ci (approche préventive).

a) Fissuration

b) Éclatement localisé

c) Éclatement généralisé

Figure 9.4 : exemples de détériorations dues à la corrosion d’ouvrages en béton armé (© OXAND).

311


3. LES MÉCANISMES DE CORROSION DES ACIERS 3.1. L’environnement basique de l’acier dans le béton sain Lors du gâchage d’un béton à base de ciment Portland, les principaux anhydres contenus dans le clinker (silicates C2S et C3S, aluminates C3A et C4AF) s’hydratent au contact de l’eau (voir chapitre 2). Dès les premiers instants, on peut mesurer un pH très basique de l’ordre de 13,5 à 14 dans le liquide interstitiel. De manière schématique, l’hydratation de C2S et C3S conduit à la formation de silicates de calcium hydratés (C-S-H), qui sont à l’origine de la résistance de la matrice, et de portlandite Ca(OH)2 sous forme de cristaux légèrement solubles. La portlandite réagit avec les sulfates alcalins, toujours présents en quantité mineure dans le ciment, pour donner les hydroxydes correspondants : Ca(OH)2 + K2SO4 → CaSO4 + 2 KOH Ca(OH)2 + Na2SO4 → CaSO4 + 2 NaOH Le pH élevé de la solution interstitielle est dû à la présence en grande quantité d’ions OH– provenant des bases alcalines et de la chaux dont la solubilité dépend précisément de la concentration en ions OH–. Après quelques heures, la solution interstitielle s’enrichit progressivement en bases alcalines NaOH et surtout KOH, alors que la concentration en chaux décroît et devient négligeable à long terme comme l’indique la figure 9.5 [LON 73]. Ceci explique que le pH reste largement supérieur à 13 alors qu’une solution saturée de chaux n’a qu’un pH de 12,5. 103

OH– K2O

Teneur (mmol/kg)

102

Na2O

SO3

10

1

CaO 10 15 30 60 min

5h

2

7

28

90 j

6 mois

2 ans

Temps

Figure 9.5 : évolution de la composition de la solution interstitielle d’une pâte de ciment au cours du temps, d’après [LON 73].

312


La phase aqueuse est extraite par compression de pâtes pures de rapport E/C = 0,5. Sa basicité croît rapidement et devient alcaline, alors que la teneur en chaux décroît de façon significative. Après environ 6 mois, l’évolution des différentes espèces devient faible et les valeurs atteintes sont alors celles du milieu dans lequel baignent les armatures métalliques. Soumises à un environnement basique formé par la phase aqueuse fortement chargée en ions (provenant de l’hydratation du ciment ou ayant pénétré depuis l’extérieur dans le béton par l’intermédiaire du réseau poreux), ces armatures vont être soumises à des réactions électrochimiques.

3.2. La corrosion : un phénomène électrochimique La corrosion représente l’attaque destructive d’un métal par des réactions électrochimiques qui conduisent à un transfert d’ions et d’électrons à l’interface métal/ solution. À la surface du métal, deux types de réactions couplées correspondant au processus de corrosion/oxydation, ont lieu : • une réaction anodique, ou d’oxydation du métal, correspondant à la formation, à partir de l’état métallique, d’ions passant en solution Fe → Fen+ + ne– La cinétique de cette réaction est régie par la capacité du milieu électrolytique à accepter la présence d’ions ferreux Fe2+ ou ferriques Fe3+. La concentration de ces ions dépend de la nature des anions présents en solution et de la valeur du produit de solubilité des anions et des ions ferreux ou ferriques ; • une réaction cathodique correspondant à la réduction d’un oxydant présent dans la solution par capture d’électrons fournis par la cathode. Selon la disponibilité en oxygène de l’environnement, on obtient : – en l’absence d’oxygène : 2H2O + 2e– → 2OH- + H2 2H3O+ + 2e– → 2H2O + H2 – en présence d’oxygène : O2 + 2H2O +4e– → 4OH-ou O2 + 4H3O+ + 4e– → 6H2O Ces réactions principales d’oxydoréduction sont suivies des réactions secondaires de formation des produits de corrosion à la surface du métal: Fen+ + nOH– → Fe(OH)n 2 Fe(OH)n ↔ FexOy + H2O Elles sont illustrées schématiquement par la figure 9.6:

313


Atmosphère

O2 H2O Fe2 O3, H2O Fe(OH)2

OH–

Béton d'enrobage

Film passif

Fe2+

e–

Anode (–)

Armature en acier

Cathode (+)

Figure 9.6 : schéma de formation des produits de corrosion, d’après [DUV 92]. La création d’une pile électrochimique locale sur l’acier entre les zones cathodique et anodique en présence d’eau et d’oxygène conduit à la dissolution du métal au niveau de l’anode et la précipitation de différents oxydes ferreux.

Selon les études réalisées à l’Université de Nancy sur les différents types de rouilles vertes [REF 93, GEN 96, GEN 98, GEN 01, LEG 01], la formation des différents produits de corrosion comprend les étapes suivantes : – dissolution du fer sous forme d’ions ferreux Fe2+ ; – formation d’hydroxyde ferreux Fe(OH)2 ; – formation de rouille verte stable en l’absence d’oxygène ([FeII3 FeIII (OH)8] + [Cl.H2O]– en présence de chlorures ou [FeII4 FeIII2 (OH)12]2+ [CO3 2H2O]2– dans un béton carbonaté) ; – formation de ferrihydrite 5Fe2O3.9H2O; – formation d’autres oxydes (goethite (α - FeOOH), lépidocrocite (γ - FeOOH), akagénite (β - FeOOH), magnétite (Fe3 O4)) qui correspondent à la rouille rouge et gonflante connue classiquement, ou stabilisation de la ferrihydrite. Ces études ont également conduit à proposer, pour ces composés intermédiaires, la formule générale : [FeII(1-x) FeIIIx (OH)2]x+· [(x/n) An–·(m/n) H2O]x– dans laquelle x est le rapport FeIII/Fetotal et An–, l’anion considéré (OH–, Cl–, SO42– ou CO32–).

314


Le schéma réactionnel de la corrosion implique la présence simultanée de quatre milieux où ont lieu les processus élémentaires : – une zone anodique correspondant à l’oxydation du fer ; – une zone cathodique correspondant à la réduction d’espèces chimiques en solution (par exemple l’eau ou l’oxygène dissous) ; – un milieu conducteur d’électrons (l’acier) ; – un milieu électrolytique (le liquide interstitiel du béton). Les réactions anodiques et cathodiques sont caractéristiques du couple métal/solution. À l’échelle macroscopique, elles ont lieu simultanément et au même endroit. Localement, les surfaces des zones anodique et cathodique sont variables.

Lorsqu’un conducteur électronique (métal) est en contact avec un conducteur ionique (électrolyte), il constitue une électrode. L’interface entre les deux phases correspond pour chacune d’elles à une très forte perturbation dans la distribution locale des charges électriques, dont la densité moyenne locale est normalement nulle. Il s’établit ainsi de part et d’autre de l’interface des charges d’espace non nulles, électronique du côté du métal et ionique du côté de la solution. En première approximation, ces charges électriques de signes opposés peuvent être considérées comme situées dans deux plans parallèles correspondant à un condensateur électrique. Il existe ainsi entre les deux « plaques » de ce condensateur une différence de potentiel appelée « potentiel d’électrode » ou « potentiel électrochimique » ou « potentiel du métal » (sous entendu par rapport à la solution) et dans tout l’espace concerné, un très fort champ électrique. Lorsque le métal est mis au contact de l’electrolyte ce potentiel s’établit spontanément, on parle ainsi de potentiel « spontané » ou « libre ». Ce champ électrique et le potentiel d’électrode associé influent naturellement sur les transferts de charges électriques entre les deux phases métal et solution, c’està-dire sur les réactions anodique et cathodique. En sens inverse, ces transferts modifient les charges d’espace et donc la différence de potentiel du condensateur. Même si les deux réactions sont indépendantes, elles engendrent et subissent toutes les deux le même type d’interaction avec les grandeurs électriques potentiel et courant. Elles sont donc mutuellement couplées par leurs effets électriques. De même pour la relation entre potentiel et courant (interaction en boucle) : le potentiel U influence le courant i, et le transfert de charges par le courant qui circule, influence en retour la distribution de ces charges, et donc le potentiel. Aucune des deux représentations i = f(U) ou U =f’(i) n’est totalement satisfaisante et il faut toujours garder à l’esprit qu’il s’agit là de simplifications nécessaires à la quantification.

315


Pour mesurer le potentiel d’une électrode, il est nécessaire d’introduire dans la solution un second conducteur électronique qui constitue une deuxième électrode ; c’est la différence des potentiels internes des deux conducteurs électroniques qui représente le potentiel de l’électrode. Le passage en solution des ions métalliques lors de la réaction anodique d’un métal M est soumis à un équilibre dynamique : M ↔ Mn+ + ne– Cet équilibre correspond à un potentiel E représentant la différence de potentiel entre le métal M et la solution contenant les ions Mn+. E est le potentiel réversible de la réaction d’électrode. Ce potentiel peut être calculé par la relation de Nernst : n+ -------- ln [ M ] (V) E = E 0 + RT nF avec : E0 potentiel standard de l’électrode de métal M (potentiel du métal en équilibre avec une solution de ses ions de concentration égale à 1 mol/L) (V); R constante des gaz parfaits (8,314 J/mol/K); T température (K); n valence du métal; F nombre de Faraday (96500 coulomb); [Mn+] : concentration en ions métalliques dans la solution (mol/L). Une quantité telle que E n’est pas mesurable directement. Pourtant, la connaissance et la comparaison des potentiels d’équilibre de différentes réactions d’électrode s’avèrent nécessaires en électrochimie et en corrosion. Dans ce but, on mesure les potentiels d’équilibre E par rapport à une autre électrode, désignée sous le nom d’électrode de référence, à l’équilibre et en contact électrique avec la première par l’intermédiaire de la solution. L’électrode de référence arbitrairement choisie est l’électrode standard à l’hydrogène (ENH). Elle est constituée d’un métal inerte (platine) plongé dans une solution d’acide normale à 25 °C dans laquelle on effectue un barbotage d’hydrogène sous une pression d’une atmosphère. La tension mesurée correspond donc à la différence de potentiel entre le métal et l’électrode standard à hydrogène. Par convention, le potentiel EENH de cette électrode est arbitrairement pris comme égal à zéro. On utilise également d’autres électrodes de référence telles que l’électrode au calomel saturé (ECS, mélange Hg/Hg2Cl2 immergé dans du chlorure de potassium saturé, à 20 °C, E Hg ⁄ H g Cl = EENH + 0,25 V) ou l’électrode cuivre/sulfate 2 2 de cuivre (Cu/CuSO4).

316


Dans le cas de la formation d’oxydes en milieu aqueux, les réactions d’électrodes font intervenir les ions H3O+, donc le pH. Les différents équilibres en fonction du pH peuvent être représentés dans un diagramme (figure 9.7) appelé diagramme potentiel-pH ou diagramme de Pourbaix [POU 66]. 1,4 pH = 13,5 1,2

Fe3+

Potentiel (V) EENH

0,8

(b)

0,4

Fe2O3 Fe2+

0

Immunité (a)

– 0,4

Passivation

Fe3O4

Corrosion

– 0,8

Fe

– 1,2

– 1,6

0

2

4

6

8

10

12

14

pH

Figure 9.7 : diagramme de Pourbaix du système Fe-H2O à 25 °C. Dans un béton sain (pH de l’ordre de 13,5 et température de 25 °C), les armatures sont dans un état électrochimique qui empêche la corrosion (immunité ou création d’un film passif qui empêche la corrosion). Si le pH descend en dessous d’une valeur limite d’environ 9, la corrosion peut se déclencher selon le potentiel de l’acier. Un béton sain est donc un milieu protecteur pour les armatures en acier, toute baisse de pH significative va rendre possible une corrosion des aciers.

Pour une valeur du pH de l’ordre de 13,5 (liquide interstitiel du béton), le diagramme montre que le fer est en équilibre avec Fe3O4 pour un potentiel d’environ – 800 mV ; au-dessous de cette valeur, le fer ne se corrode pas (domaine d’immunité) et pour des valeurs supérieures, les oxydes Fe3O4 et Fe2O3 forment un film passif à la surface de l’acier en réduisant la vitesse de corrosion à un niveau négligeable (domaine de passivation). Le domaine compris entre les deux droites (a) et (b) correspond au domaine de stabilité de l’eau. D’une manière générale, ces deux droites délimitent trois régions importantes : – tous les métaux dont le potentiel d’équilibre est situé en dessous de la droite (a) sont attaqués par l’eau avec dégagement d’hydrogène ;

317


– tous les métaux dont le potentiel d’équilibre est situé entre les droites (a) et (b) ne sont attaqués qu’en présence d’oxygène ; – tous les métaux dont le potentiel d’équilibre est situé au dessus de la droite (b) sont thermodynamiquement stables. Selon la disponibilité en oxygène, le potentiel de l’acier passivé peut varier sur une plage relativement étendue. Expérimentalement, on peut mesurer le potentiel d’une armature noyée dans le béton, c’est le potentiel de corrosion.

Pour des structures exposées à l’air dans des conditions normales, les mesures de potentiel de corrosion donnent des valeurs variant entre – 200 mV et + 100 mV s’inscrivant nettement dans la partie supérieure du domaine de passivité présenté par le diagramme de Pourbaix. L’analyse de la couche passive montre que l’acier dans le béton est effectivement recouvert d’une pellicule fine d’une solution solide Fe3O4–Fe2O3 γ dont l’épaisseur varie entre 10–3 et 10–1 µm [SAG 90]. Lorsque la couche passive se détruit et que la corrosion se développe, le potentiel évolue vers des valeurs nettement négatives. Bien que les diagrammes de Pourbaix ne fassent pas intervenir de considérations cinétiques et qu’ils supposent que la composition du milieu électrolytique au voisinage du métal est connue, ce qui est rarement le cas, on peut affirmer que la formation d’une couche passive à la surface de l’acier dans un béton sain est la règle générale et que le développement de l’hydratation qui se traduit par un enrichissement en ions OH– au cours du temps, et donc par une augmentation du pH, ne peut avoir que des effets bénéfiques sur la stabilité de cette couche.

3.3. Influence des additions minérales sur le pH du liquide interstitiel L’utilisation d’additions minérales (laitiers de haut-fourneau, cendres volantes, fumées de silice, fillers) modifie les équilibres chimiques au sein du béton et peut avoir des conséquences sur le pH du liquide interstitiel et donc sur la stabilité de la couche passive. Les cendres volantes et le laitier de haut-fourneau conduisent à une teneur en portlandite plus faible dans le béton. En effet, les cendres volantes réagissent avec la portlandite (réaction pouzzolanique) pour former des C-S-H supplémentaires. Quant aux laitiers de haut-fourneau, leur hydratation ne conduit pas à la formation de portlandite. On peut donc s’attendre à une légère diminution du pH du liquide interstitiel en sachant toutefois que ce sont les alcalis qui deviennent prépondérants au bout de quelques heures. Le pH de la phase liquide est déterminé par le taux initial d’alcalins présents dans les cendres volantes utilisées qui peut atteindre 3 à 4 % suivant leur origine. Pour

318


un pourcentage moyen de cendres, le pH n’est que légèrement affecté, ne perdant que quelques dixièmes de point par rapport à un ciment Portland [DIA 81]. Le laitier de haut-fourneau consomme davantage les alcalins, mais le pH est encore suffisant pour assurer la stabilité de la couche passive comme le montre le tableau 9.2 [LON 73]. En revanche, l’introduction de fumées de silice, en substitution partielle du ciment, réduit le pH de la solution bien plus que par un simple effet de dilution comme l’indique la figure 9.8 [PAG 83]. Tableau 9.2 : analyse de la phase aqueuse interstitielle de pâtes de ciment (E/C = 0,5) conservées en sac étanche 6 mois à 25°C [LON 73]. Nature du ciment

% en masse de Na2O, K2O

CEM I CEM III/B (80 % de laitier)

Concentration en équivalent (g/L) OH-

Na2O = 0,23 K2O = 1,16

0,69

0,65

13,9

Na2O = 0,20 K2O = 0,39

0,14

0,13

13,1

14

pH de la solution interstitielle

pH

Na+ + K+

0% 10 %

13

20 %

12

30 %

11 0

10

20

30

40

50

60

70

80

90

Temps de cure (jours)

Figure 9.8 : influence du pourcentage de fumées de silice sur le pH de liquides interstitiels extraits de pâtes de CEM I, d’après [PAG 83]. Éprouvettes de rapport E/C+S = 0,5 conservées à 22 °C en récipients étanches. Le remplacement partiel du CEM I par des pourcentages croissants de fumées de silice diminue sensiblement le pH du liquide interstitiel.

319


Le faible rapport C/S dans les C-S-H formés en présence de fumées de silice serait responsable de l’épuisement en alcalis par adsorption de ceux-ci sur les silicates hydratés [DIA 83]. Les fumées de silice diminuent le pH de la solution mais compte tenu du fait que, pour d’autres impératifs, le taux de substitution ne dépasse pas 10 %, cette diminution ne doit pas altérer la passivité de l’acier dans le béton. Quel que soit le type de ciment utilisé, il se forme une couche passive d’oxydes à la surface de l’armature qui maintient le métal dans un état stable.

4. LES DEUX PHÉNOMÈNES INDUCTEURS DE LA CORROSION DES ACIERS DANS LE BÉTON : CARBONATATION ET PÉNÉTRATION DES CHLORURES La corrosion des armatures dans les ouvrages en béton armé est induite par deux phénomènes distincts : – la carbonatation du béton par pénétration d’un front de CO2 de la surface vers le cœur du béton – la pénétration des ions chlorure pour les ouvrages en milieu marin (immergés, en zone de marnage, soumis aux éclaboussures ou aux embruns…) ou exposés aux sels de déverglaçage dans les environnements présentant des risques de gel (contact direct, projections, ruissellement…). La limite entre la phase d’amorçage de la corrosion des armatures et le début de la phase de propagation (point A sur la figure 9.3) peut être quantifiée de la manière suivante, selon que la corrosion est initiée par la carbonatation ou la pénétration des chlorures [GUI 04] : – environnement sans chlorures : temps nécessaire pour atteindre une profondeur de carbonatation égale à l’épaisseur d’enrobage ; – en présence de chlorures : temps nécessaire pour que la concentration en chlorures dans le liquide interstitiel atteigne une valeur donnée (appelée aussi concentration critique) au niveau du premier lit d’armatures.

4.1. La carbonatation du béton 4.1.1. Mécanisme général Le dioxyde de carbone (CO2) présent dans l’air pénètre sous forme gazeuse dans le béton par le réseau poreux ou par les fissures. En présence d’eau (qui existe au moins dans les pores les plus petits, voir le paragraphe 2.1.3 du chapitre 3), il provoque une réaction chimique dite de carbonatation avec la pâte de ciment hydratée. Cette réaction transforme les produits d’hydratation, notamment l’hydroxyde de calcium (portlandite) Ca(OH)2, en carbonate de calcium CaCO3 [USD 82, COW 91]. La carbonatation fait intervenir la chaîne de réactions suivantes :

320


• dissolution du CO2 dans l’eau : CO 2 + H 2 O ↔ H 2 CO 3

–

H 2 CO 3 + H 2 O ↔ HCO 3 + H 3 O –

2–

HCO 3 + H 2 O ↔ CO 3 + H 3 O

+

+

• réaction de l’acide carbonique avec la portlandite, après dissolution de la portlandite : H2CO3 + Ca(OH)2 → CaCO3 + 2H2O L’une des conséquences de la consommation de la réserve basique que constitue la portlandite est une baisse du pH de la solution interstitielle du béton, (initialement compris entre 12,5 et 13,5) par libération des ions H3O+, jusqu’à des valeurs voisines de 9, d’où une dépassivation de l’acier d’armature (cf. le diagramme de Pourbaix). Il est à noter qu’en présence de bases alcalines (NaOH, KOH) la solubilité de la chaux est relativement faible et que la réaction est ralentie. Cependant, les bases alcalines peuvent, elles aussi, se carbonater : H2CO3 + 2KOH → K2CO3 + 2H2O H2CO3 + 2NaOH → Na2CO3 + 2H2O La carbonatation des bases alcalines augmente la solubilité de la chaux qui peut alors se carbonater en plus grande quantité : K2CO3 + Ca(OH)2 → CaCO3 + 2KOH Na2CO3 + Ca(OH)2 → CaCO3 + 2NaOH La carbonatation altère également les hydrates de la pâte de ciment durcie (silicates et aluminates). Dans le cas des C-S-H, ceux-ci peuvent évoluer jusqu’à aboutir à un matériau amorphe de type gel de silice [DUN 89] : H2CO3 + CaO . SiO2 . nH2O → CaCO3 + SiO2 . nH2O + H2O La portlandite est le composé qui se carbonate le plus rapidement mais les autres composés hydratés (aluminates et silicates de calcium) sont aussi sensibles à l’attaque par le CO2 et produisent également de la calcite. La figure 9.9 représente de manière schématique la succession des réactions élémentaires précédentes [THI 06a].

321


Figure 9.9 : mécanisme de carbonatation de Ca(OH)2, d’après [THI 06a]. La présence du liquide interstitiel, en quantité suffisante dans la porosité du béton, permet au CO2 présent dans l’atmosphère sous forme gazeuse de se dissoudre pour former des ions CO32– en entraînant une diminution de pH du milieu. Ces ions carbonate se combinent ensuite aux ions Ca2+ provenant de la dissolution de la portlandite pour former de la calcite CaCO3 et de l’eau.

4.1.2. Conséquences de la carbonatation sur la microstructure du béton Après carbonatation accélérée, la porosité du béton diminue (figure 9.10 [THI 03, THI 06a]). Ceci est du au fait que les volumes molaires des produits de la réaction de carbonatation sont supérieurs à ceux des hydrates à partir desquels ils se forment. Par exemple, le volume molaire de Ca(OH)2 est de 33,2 cm3/mol alors que celui de CaCO3 est de 36,9 cm3/mol soit une augmentation de plus de 11 %. Le volume molaire passe de 12 à 16 cm3/mol entre un C-S-H sain et un C-S-H carbonaté (plus de 30 % d’augmentation) [THI 06a]. Les carbonates formés occupent donc une partie des vides capillaires initiaux. La distribution des volumes poreux est également modifiée par la carbonatation [PIH 68, BIE 87, NGA 97, MIR 99, THI 03, THI 06a]. Une diminution significative de l’amplitude du mode poreux principal compris entre 30 et 60 nm (1 nm = 10–9 m) est enregistrée après carbonatation. Ceci est à corréler avec la diminution globale de porosité et de perméabilité observées après carbonatation.

322


17

Porosité (%)

16 15 14 13 12

M25 : porosité (Hg) M25 : porosité (J)

11 10

0

20

40

60

80

h (mm)

Figure 9.10 : profils de porosité d’un béton déterminés par gammadensimétrie (γ) et par intrusion de mercure (Hg) d’après [THI 06a]. Le béton étudié a une résistance moyenne de 25 MPa à 28 jours. Les porosités sont mesurées après 14 jours de carbonatation accélérée (à l’issue de 3 mois de conservation dans l’eau et d’1 mois d’étuvage à 45 °C), le transfert de CO2 à travers le béton se faisant de la gauche vers la droite, La précipitation de la calcite au sein de la matrice cimentaire a pour conséquence une diminution de la porosité. Ceci rend plus difficile la pénétration des espèces agressives dans le béton.

La carbonatation n’est pas, en soi, nocive pour le béton et, au contraire, il a souvent été mentionné dans la littérature scientifique que la résistance mécanique et le module d’élasticité augmentaient après carbonatation.

Cependant, il est à noter que les bétons fabriqués avec des ciments contenant des laitiers de haut-fourneau voient leurs caractéristiques mécaniques se détériorer après carbonatation en raison de l’augmentation de leur porosité dans ce cas particulier [DEC 93]. Par ailleurs, la réaction chimique de carbonatation de la portlandite libère l’eau qui était liée chimiquement dans cet hydrate. Cette eau relarguée participe aux transferts hydriques dans le matériau [THI 06a]. La progression de la carbonatation diminue avec le temps, d’autant plus que la formation de carbonates de calcium et le relargage d’eau libre remplissent partiellement les pores (autoprotection par ralentissement de la diffusion du dioxyde de carbone) et rendent les hydrates moins accessibles à la dissolution (formation d’une gangue de carbonate de calcium à la surface de la portlandite, par exemple [GRO 90]).

4.1.3. Mesure de la profondeur de carbonatation La carbonatation du béton s’accompagne d’une diminution progressive du pH comme le montre schématiquement la figure 9.11. Il est utile de connaitre la profondeur à laquelle le pH atteint une valeur de l’ordre de 9 car une armature d’acier située à cette profondeur est dans la zone de corrosion du diagramme de Pourbaix (figure 9.7). La

323


technique la plus simple à mettre en œuvre est le test à la phénolphtaléine qui consiste à mesurer le changement de couleur de cet indicateur coloré en fonction du pH (figure 9.12). Le virage de la phénolphtaléine est représentatif d’une zone de pH de l’ordre de 9,5. La mesure de la profondeur de carbonatation s’effectue de manière normalisée en faisant la moyenne des valeurs mesurées en différents points [CEN 03]. Couche totalement carbonatée

Béton en cours de carbonatation

pH

Béton sain

13 12 11 10

Virage de la phénolphtaléine

9 8

– 24 – 18

– 12

–6

0

6

12

18

24

30

Distance du front de neutralisation (mm) Vers la surface du béton

Vers l'intérieur du béton

Figure 9.11 : gradient de pH au niveau du front de carbonatation, d’après [KAS 84]. Échantillons de bétons confectionnés avec un rapport E/C=0,7. De part et d’autre du front de neutralisation décelé par le virage de l’indicateur, le pH évolue progressivement sur une épaisseur de 20 mm environ de 8,5 jusqu’à 11.

Figure 9.12 : mise en évidence de la profondeur carbonatée par la phénolphtaléine dans un béton courant [ROZ 07]. La zone sombre (pourpre en réalité) à cœur représente un béton non carbonaté (non virage de la phénolphtaléine, donc pH > 9,5). La zone plus claire représente le béton carbonaté selon cet indicateur coloré. La variabilité de l’épaisseur du front est due à la présence des granulats et aux effets cinétiques [THI 07]. La figure montre que la profondeur de carbonatation est plus grande dans le béton courant (photos du haut) que le BHP (photos du bas).

324


4.1.4. Influence de l’humidité relative sur la carbonatation La vitesse de progression du front de carbonatation dépend des caractéristiques du matériau (porosité, nature du ciment, etc.). L’humidité relative du milieu environnant, qui détermine la teneur en eau du béton [DEC 93], est également un paramètre fondamental. Quand l’humidité relative augmente, la fraction de pores remplie d’eau augmente également et gêne ainsi la diffusion du gaz CO2 qui est environ 10000 fois plus faible en phase liquide qu’en phase gazeuse (de l’ordre de 10–12 m2.s–1, contre 10–8 m2.s–1). En conséquence, la vitesse de pénétration est réduite. De même, une faible humidité relative ralentit la dissolution du CO2 par manque d’humidité et donc le processus de carbonatation. Pour que la carbonatation soit maximale, l’humidité relative doit être : – suffisamment faible pour qu’une phase gazeuse connectée permettant la diffusion du CO2 gazeux soit présente ; – suffisamment importante pour que la réaction de carbonatation proprement dite puisse avoir lieu en phase aqueuse. En effet, la carbonatation de la portlandite passe inévitablement par la rencontre des cations Ca2+, provenant de la dissolution de la portlandite en phase aqueuse, et des anions CO32- provenant de la dissolution du CO2 dans l’eau. La carbonatation est donc maximale lorsque l’humidité relative a une valeur modérée, c’est-à-dire lorsqu’elle est comprise entre 40 et 60 % [WIE 84], ou entre 40 et 80 % [VAN 94, SAE 95] voire entre 84 et 92 % [ROY 99], selon les auteurs (figure 9.13). La carbonatation ne se produit pratiquement pas dans un béton totalement sec ou complètement saturé en eau. Elle est maximale pour des humidités relatives de l’ordre de 65 %, valeurs courantes dans les climats tempérés.

325


Profondeur de carbonatation (mm)

30

(2) 20

(1)

10

0 30

40

50

60

70

80

90

100


Figure 9.13 : influence de l’humidité relative sur la profondeur de carbonatation. Courbe 1, E/C=0,6 ; courbe 2, E/C=0,8 à 20°C, d’après [WIE 84]. Bétons confectionnés avec des rapports E/C de 0,6 (courbe 1) et 0,8 (courbe 2) et conservés 16 ans à 20 °C. La profondeur de carbonatation passe par un maximum pour une humidité relative comprise entre 40 et 80 % et diminue rapidement. Pour des valeurs inférieures, le CO2 ne peut se dissoudre par manque d’eau ; pour des valeurs supérieures, sa diffusion en phase gazeuse est beaucoup plus lente et diminue la carbonatation. Les rapports E/C des bétons testés sont supérieurs à ceux utilisés en pratique ; ils ont été choisis pour mettre en évidence l’influence de l’humidité relative grâce à des essais relativement rapides.

4.1.5. Cinétique de la carbonatation La pénétration du CO2 et sa réaction avec les hydrates de la pâte divise le béton en deux : une zone carbonatée et une zone non carbonatée. Malgré la complexité des phénomènes, on admet généralement que l’épaisseur de la zone carbonatée x(t), à un instant donné t de la vie d’un ouvrage, est donnée par la relation (1) : x ( t ) = x0 + K t

(1)

où : x0 est l’épaisseur carbonatée initiale ; K est une constante prenant en compte à la fois la composition du béton (rapport E/C, dosage et nature du liant…) et les conditions d’environnement (humidité relative, température, pression…).

326


La relation (1) est celle que l’on obtient théoriquement en faisant l’hypothèse que les réactions chimiques liées à la carbonatation (passage en solution du CO2, dissolution de Ca(OH)2, précipitation de CaCO3…) sont infiniment plus rapides que la diffusion du CO2 gazeux à travers la matrice cimentaire, qui est supposée ne pas évoluer au cours du temps. La diffusion du CO2 devient alors l’étape limitante et l’évolution de la carbonatation du matériau est régie par ce seul processus (diffusion « pure ») [THI 07].

4.1.6. Influence de la composition et des conditions de mise en œuvre sur la carbonatation du béton Rapport E/C Les courbes de la figure 9.14 illustrent l’influence du rapport E/C sur la profondeur de carbonatation.

3URIRQGHXUGHFDUERQDWDWLRQPP

15

,80

10

C

E/

E/C

=0

,60

=0

1

2

5

,45

E/C = 0 0

0

1

2

3 4

6

10

3

15

¥WDQQpHV

Figure 9.14 : évolution de la profondeur carbonatée en fonction de la racine carrée du temps, d’après [SCH 76].

La relation linéaire entre la profondeur de carbonatation et la racine carrée du temps est observée expérimentalement confirmant ainsi que la diffusion est le phénomène dominant dans le processus de carbonatation et ce dans une large gamme de rapports E/C. Dosage en ciment La figure 9.15 montre l’influence du dosage en ciment sur la profondeur de carbonatation de bétons préparés avec du CEM I et conservés à 20 °C et 50 % HR pendant 5 ans. On constate que la profondeur carbonatée est d’autant plus faible que le dosage en ciment est important car la porosité du béton, et donc la diffusion, sont réduites.

327


1 2

Épaisseur carbonatée (mm)

30 3

0 20

20

/m

kg

0

30

3 10

0

4 5

350 400 500

1 mois

3

6 mois

1 an

3 ans

5 ans

t

Figure 9.15 : relation entre épaisseur carbonatée et dosage en ciment, d’après [VEN 69]. Éprouvettes 7 × 7 × 28 cm de béton préparé avec du CEM I et des granulats 0/20 mm, de même maniabilité, conservées à 20 °C et 50 % HR pendant 5 ans. Les courbes 1 à 5 correspondent à des dosages en ciment respectifs de 200, 300, 350, 400 et 500 kg/m3. Pour des bétons fabriqués à même maniabilité, l’épaisseur carbonatée est d’autant plus faible que le dosage en ciment est plus élevé.

Conditions de cure La figure 9.16 représente l’influence des conditions de cure sur la carbonatation. De manière générale, la réduction du temps de cure accroît de façon significative la profondeur de carbonatation. Une cure inadaptée conduit à une hydratation insuffisante de la couche superficielle de béton par manque d’eau ce qui augmente la porosité et, par conséquent, la sensibilité à la carbonatation. La réduction du temps de cure peut donc avoir des conséquences néfastes à long terme alors qu’une cure humide prolongée limite la profondeur de carbonatation. En pratique, l’effet de la cure est particulièrement sensible dans les premiers jours. Ceci est illustré par la figure 9.17 relative à des éprouvettes de béton confectionnées avec un ciment Portland renfermant 12 % de C3A (courbe 1) et un ciment contenant 70 % de laitier de haut-fourneau (courbe 2), conservées après une cure initiale dans l’eau, pendant un an à l’air à l’abri de la pluie. Outre les caractéristiques « intrinsèques » du matériau, les conditions de mise en œuvre influencent également la vitesse de carbonatation (coffrage, vibration, finition…). Miragliotta [MIR 00] a notamment étudié les effets de parois.

328


40

Epaisseur de carbonatation (mm)

(1)

30

(2)

20

10

0

0,4

0,6

0,8

1,0

1,2

Rapport E/C

Figure 9.16 : évolution de la carbonatation en fonction du rapport E/C pour différentes conditions de cure, d’après [BAR 87]. La courbe 1 correspond à des éprouvettes de bétons préparés avec des ciments de type CEM I conservées 24 heures en moule puis 6 ans à l’air. Pour la courbe 2, les bétons ont subit une cure de 24 heures en moule suivie de 27 jours dans l’eau puis 6 ans dans l’air (20 °C, 50 % HR). La carbonatation est réduite lorsque le béton jeune est conservé suffisamment dans l’eau avant d’être exposé au milieu ambiant. Profondeureur de carbonatation (mm)

10

5

(2) (1) 0 1

3

7

28

360

Temps de cure dans l'eau (jours)

Figure 9.17 : influence de la cure sur la profondeur carbonatée, d’après [MEY 68]. Éprouvettes de béton confectionnées avec un ciment Portland renfermant 12 % de C3A (courbe 1) et un ciment contenant 70 % de laitier (courbe 2), conservées après une cure dans l’eau, pendant un an à l’air, à l’abri de la pluie. Une cure humide prolongée limite la profondeur de carbonatation. L’effet est particulièrement sensible pour les premiers jours de conservation.

Résistance à la compression Dans la pratique des ingénieurs, la résistance à la compression est l’indicateur le plus couramment utilisé pour caractériser un béton durci. La figure 9.18 représen-

329



te la relation entre résistance mécanique et profondeur de carbonatation pour différents bétons. Une relation quasi linéaire est observée. On constate également qu’au-delà d’environ 50 MPa, la carbonatation devient négligeable du fait d’une porosité de plus en plus faible. (2) 10 8

(1)

6 4 2 0

20

30

40

50

Résistance à la compression (MPa)

Figure 9.18 : relation entre résistance à la compression à 28 jours et profondeur carbonatée, d’après [TSU 80]. Les courbes présentées sont relatives à un béton de ciment de type CEM I ({U, courbe 1) et un béton de ciment CEM II à 30 % de cendres volantes (zS, courbe 2), exposées 2 ans à l’extérieur (z{) ou à l’intérieur (SU). 2 50

0,2 % CO2


40

30

1 20

Atmosphère normale

10

0 10

20

30

40

50

60


Figure 9.19 : influence de la concentration en CO2 et de la résistance à la compression sur la profondeur carbonatée, d’après [NIS 86]. La courbe 1 correspond à des mesures effectuées dans une atmosphère à 0,03 % de dioxyde de carbone, tandis que la courbe 2 est relative à des endroits à forte concentration en dioxyde carbone, de l’ordre de 0,2 % (garages, tunnels). L’influence de la teneur en CO2 est surtout sensible pour des résistances à la compression inférieures à 30 MPa.

330


Les variations de teneur en CO2 de l’air (figure 9.19), ont une influence sur les bétons de résistance modérée (≤ 30 MPa environ). Au-delà, la teneur en CO2 n’a plus d’influence sur la carbonatation et la relation linéaire entre résistance et carbonatation est de nouveau observée.

4.1.7. Influence des additions minérales sur la carbonatation Les bétons contenant des additions minérales telles que les laitiers de haut-fourneau et les cendres volantes montrent une sensibilité accrue à la carbonatation par rapport aux bétons de ciment Portland [SKJ 86, MEY 68, FAT 86, HAM 68, MAT 84, TSU 80, BIE 86, PAI 86, LIT 86]. Dans les bétons incorporant du laitier de haut fourneau, la profondeur de carbonatation s’accroît avec le pourcentage de laitier ajouté ; en moyenne, elle est une fois et demie plus élevée pour un béton fabriqué avec un ciment contenant 50 % de laitier de haut-fourneau par rapport à un béton de ciment Portland. Pour les cendres volantes, l’accroissement de la carbonatation n’est sensible que si le pourcentage de cendres dépasse 30 %. Certains auteurs affirment même que les différences par rapport au ciment Portland sont mineures lorsque l’on compare des bétons ayant de mêmes résistances. Il convient de rappeler ici que la vitesse et le degré d’hydratation des bétons contenant du laitier ou des cendres volantes sont davantage affectés par une cure insuffisante que les bétons de ciment Portland. Les ciments Portland composés aux fillers sont une spécificité française. Des études [RAN 89] montrent que l’ajout de fillers calcaires (15 et 20 % en masse par rapport au ciment) et de fillers siliceux (10 et 25 %) à des clinkers conduit à des épaisseurs de carbonatation du même ordre de grandeur que celles obtenues avec des ciments Portland de même classe de résistance. Par contre, avec un CEM II à 15 % de laitier de haut-fourneau, les bétons se carbonatent plus qu’avec des CEM II aux fillers calcaires ou siliceux de même classe. Les fumées de silice ont une place particulière puisqu’elles permettent de confectionner des bétons à hautes performances. Or, l’ajout de fumées de silice consomme la portlandite et ceci peut donc modifier la vitesse de carbonatation. On peut retenir les éléments suivants : – les bétons contenant des fumées de silice sont plus sensibles que les bétons de ciment Portland aux effets d’une cure médiocre ; – la présence de fumées de silice ne donne lieu à une carbonatation importante que dans le cas des bétons de résistance à la compression moyenne ou médiocre. L’influence des ajouts minéraux sur la carbonatation peut s’interpréter par leur action sur la structure microporeuse du béton, sur la porosité globale et sur la porosité de la couche carbonatée. La carbonatation de la portlandite donne essentiellement du carbonate de calcium, dont il existe trois variétés : la calcite, la vatérite

331


et l’aragonite, la calcite étant la forme stable à long terme. La transformation portlandite-calcite s’effectue avec une augmentation de volume de 12 %. Cependant, la carbonatation ne se traduit pas par un gonflement du béton, mais, au contraire, par un retrait. En effet, les phénomènes de dissolution qui se produisent dans la pâte de ciment durcie lors de la réaction de carbonatation conduisent à un relâchement des contraintes internes et, de ce fait, entraînent un retrait. La carbonatation modifie la distribution de la taille des pores tout en réduisant la porosité moyenne du ciment hydraté. Les mesures de porosité [BIER 86, LIT 86, DAI 71] montrent que la réduction s’effectue en grande partie au niveau des pores de petites dimensions (quelques dizaines de nanomètres). Cette réduction de porosité améliore la résistance à la compression de la couche carbonatée [NIS 86]. La carbonatation relativement plus importante des bétons contenant du laitier de haut fourneau correspond selon Litvan et Meyer [LIT 86] à une modification de la distribution poreuse de la couche carbonatée qui se traduit par un accroissement des pores capillaires (20-350 nm) aux dépens des pores de petites dimensions qui existent dans le béton non carbonaté. Corrélativement, une diminution de la résistance à la compression et un accroissement de la perméabilité sont observés dans ces bétons carbonatés. Porosité du béton et profondeur de carbonatation varient dans le même sens. Cette analyse est confirmée par l’étude des bétons à hautes performances dont la profondeur de carbonatation est très faible voire nulle.

4.2. La pénétration des ions chlorure dans le béton 4.2.1. Chlorures libres et chlorures totaux - Profils de concentration La pénétration des ions chlorure dans le béton requiert la présence d’une phase liquide. En milieu saturé, c’est-à-dire par exemple dans le cas de structures immergées dans de l’eau de mer, les ions chlorure pénètrent dans le béton par diffusion, sous gradient de concentration (entre la surface contenant des chlorures et le cœur qui en est exempt). Lorsque la structure en béton est soumise à des cycles d’humidification/séchage (zone de marnage, exposition aux embruns ou aux sels de déverglaçage), les chlorures peuvent pénétrer dans le béton par absorption capillaire et migrer avec la phase liquide par convection au sein de la zone concernée par les cycles. Les chlorures migrent ensuite par diffusion dans les zones saturées (ou dans les zones partiellement saturées là où le degré de connectivité de la phase liquide le permet). Le phénomène de convection est d’autant plus important qu’il est rapide. L’humidification d’un matériau sec avec une solution saline durant une journée peut faire pénétrer les chlorures plus profondément que ne le feraient plusieurs mois de diffusion en milieu saturé [FRA 98]. La pénétration

332


des chlorures dépend donc des caractéristiques du matériau et des cycles d’humidification/séchage qu’il subit (durée, conditions climatiques). Les ions chlorure interagissent également avec la matrice cimentaire (voir le chapitre 3) : ils peuvent s’adsorber sur les C-S-H ou réagir chimiquement avec certains composés pour donner de nouveaux produits (les chloroaluminates de calcium, en particulier le monochloroaluminate de calcium hydraté, ou sel de Friedel, C3A.CaCl2.10H2O). Ces chlorures sont appelés « chlorures fixés » ou « chlorures liés ». Les interactions complexes ions-matrice sont souvent décrites par une isotherme d’interactions non linéaire de type Freundlich [BIG 96, FRA 98]. La fixation des ions chlorure dépend fortement de la nature du ciment utilisé et principalement de sa teneur en C3A mais l’alumino-ferrrite de calcium C4AF ainsi que les sulfates jouent également un rôle. On peut alors définir : – les chlorures libres qui se trouvent sous forme ionique dans la solution interstitielle. Ils sont extractibles à l’eau et sont de ce fait appelés également « chlorures solubles dans l’eau » ; – les chlorures totaux, qui incluent, outre les précédents, ceux fortement adsorbés sur les C-S-H et ceux chimiquement liés dans la matrice cimentaire sous forme de chloroaluminates de calcium. On considère que seuls les chlorures libres peuvent diffuser et jouer un rôle actif dans le processus de dépassivation et de corrosion des armatures. Ces constatations expliquent le fait que les bétons à base de CEM I à teneur relativement élevée en C3A soient plus résistants à la corrosion induite par les chlorures en raison de leur capacité à fixer une quantité importante de chlorures qui ne seront plus disponibles pour dépassiver les aciers.

Le profil de concentration en chlorures (libres ou totaux) dans un béton est une courbe concentration-profondeur qui est strictement décroissante (« profil de diffusion ») si le béton est saturé ou si les cycles d’humidification/séchage sont négligeables. Dans le cas contraire, ce profil n’est décroissant qu’à partir de la profondeur où les ions peuvent migrer dans un réseau constamment saturé d’eau (zone de diffusion), c’est-à-dire au delà de la zone de convection (figure 9.20). Ce phénomène peut être pris en compte de façon simplifiée en définissant, pour un type d’environnement donné, une concentration en surface équivalente qui est l’extrapolation par la solution de la deuxième loi de Fick, au niveau de la surface de la structure, du profil obtenu au-delà de la zone de convection. Par rapport au mécanisme induit par la carbonatation, le mécanisme de corrosion électrochimique en présence de chlorures est différent dans le sens où la corrosion n’est plus une corrosion généralisée mais une corrosion locale sous forme de pi-

333


qûres. Si l’on observe que la vitesse de corrosion est, en général, plus élevée en présence d’ions chlorure, les mécanismes physico-chimiques sous-jacents ne sont pas encore parfaitement expliqués. Toutefois, il apparaît qu’une conséquence de la présence des ions chlorure est la dissolution locale de la couche passive et une migration à travers celle-ci. De très faibles concentrations en chlorures (> 0,01 %) modifieraient la morphologie de la couche passive en formant le composé FeOOH [SAG 90], puis des ions complexes instables FeCl3- qui consomment les ions hydroxyles présents selon les réactions : Fe + 3 Cl– → FeCl3– + 2e– FeCl3– + 2 OH–→ Fe(OH)2 + 3 Cl– Les électrons libérés par la réaction d’oxydation se déplacent à travers le métal jusqu’aux sites cathodiques. Selon les réactions ci-dessus, le processus conduit à une diminution du pH et à un recyclage des ions chlorure (figure 9.21).

Figure 9.20 : illustration de la zone de convection dans une structure en béton armé soumise à des transferts hydriques et de chlorures. La création de piles électrochimiques sur l’armature conduit progressivement à la dissolution du métal dans les zones anodiques.

334


Atmosphère

O2 H2O Cl–

Béton d'enrobage

Fe(OH)2, Cl–, H+ OH–

FeCl2, FeCl–3

OH–

Cathode (+)

Film passif

Cathode (+) e–

Anode (–)

e–

Armature en acier

Figure 9.21 : mécanisme de la corrosion électrochimique en présence de chlorures [DUV 92]. L’attaque du métal est localisée en des points particuliers se matérialisant par des trous étroits : les piqûres. A la surface du métal, on observe une distribution de micropiles, les piqûres sont les sites anodiques et le film passif environnant constitue de larges surfaces cathodiques.

Les piqûres constituant les sites anodiques et le film passif les surfaces cathodiques, on observe des micropiles dont le rapport des surfaces cathode/anode est élevé. Cela conduit à des densités de courant de corrosion localement très grandes. Au niveau des aires cathodiques, la production des ions OH– relève le pH, ce qui réduit les possibilités d’attaques ultérieures sur ces surfaces. Pour que les réactions se poursuivent, il faut que les ions Cl– soient toujours disponibles au détriment des ions OH– afin de maintenir le rapport Cl–/OH– au-dessus de la valeur critique de dépassivation. Or, la formation des produits de corrosion intermédiaires contenant du chlore diminue temporairement la concentration en chlorures. En outre l’apport d’ions OH– à partir de la réserve alcaline du liquide interstitiel tend à repassiver les zones attaquées et limite la propagation de la corrosion. Si l’apport en chlorures se maintient, la concentration de ces derniers augmente dans les aires anodiques, puis se redistribue grâce aux courants de corrosion sur toute l’armature. Les variations d’humidité et les gradients de concentration en chlorures créent de nouvelles anodes qui finissent par se rassembler en larges zones corrodées. La corrosion est d’autant plus élevée que la quantité de chlorures disponible au niveau de l’armature est importante. Il est difficile de connaître exactement la concentration en chlorures libres « critique » (appelée encore « seuil ») susceptible de permettre l’amorçage de la corrosion des armatures. En effet, cette concentration dépend de nombreux paramètres tels que, notamment, la microstructure au contact des armatures. De plus,

335


la concentration en chlorures de la solution interstitielle n’est pas identique (même au voisinage des armatures) à la concentration au niveau des sites de corrosion (piqûres). En outre, l’amorçage de la corrosion dépend du potentiel électrochimique de l’acier [ALO 00a, ALO 00b] Un critère d’amorçage de la corrosion souvent retenu est celui proposé par Hausman [HAU 67, EN00]. Il prend en compte le rapport entre la concentration en chlorures libres et en hydroxyles au droit des armatures : –

[ Cl ] ---------------- ≥ 0 ,6 – [ OH ] Plus ce rapport est élevé, plus la vitesse de corrosion est grande. Ce critère est compatible avec une analyse thermodynamique de la stabilité de la couche de passivation en fonction du pH [RAH 98], et sa fiabilité a été démontrée expérimentalement [SAL 91]. On peut alors déduire de ce critère la valeur de la concentration « critique » en chlorures, si l’on connaît le pH de la solution interstitielle. Un rapport [Cl–]/[OH–] compris entre 0,6 et 1 conduit généralement à une concentration « critique » en ions chlorure de l’ordre de 0,4 % par rapport à la masse de ciment, pour un béton non carbonaté (et donc à des concentrations « critiques » comprises entre 0,04 et 0,1 % par rapport à la masse de béton, suivant la formulation).

Précisons de plus que cette relation permet d’intégrer les interactions entre carbonatation (diminution de la concentration en OH–) et pénétration des chlorures (augmentation de la concentration en chlorures libres) [KIS 96]. Rappelons ici que l’état hydrique du béton est un paramètre déterminant vis-à-vis de la corrosion des armatures, d’une part, pour le transport des espèces chimiques (nécessité d’une phase gazeuse pour le transport du CO2 gazeux et d’une phase liquide pour les ions chlorure), et, d’autre part, pour les réactions chimiques entre ces espèces et le béton.

4.2.2. Influence de la microstructure et des additions minérales La diffusion des chlorures dans les bétons est décrite au chapitre 3 de ce livre. Les informations rapportées dans ce qui suit ont principalement pour objectif de rappeler quelques points essentiels et de compléter les données sur l’influence des additions minérales. La vitesse de pénétration des chlorures dépend de la porosité de la pâte de ciment (phénomène diffusif) mais le coefficient de diffusion mesuré n’est pas constant. Sa valeur dépend de la concentration en chlorures de la solution interstitielle mais également du cation associé (voir la discussion sur l’usage de la première loi de Fick pour décrire la diffusion ionique au chapitre 3). Il semble que la diffusion des chlorures combinés aux cations divalents (par exemple

336


CaCl2) soit plus rapide que celle des cations monovalents comme NaCl [RAN 89, ARY 90, ALH 90, SHO 82]. Par contre, les chloroaluminates se forment en quantité plus importante à partir de CaCl2 et les chlorures libres sont moins abondants [ARY 90]. Il apparaît aussi que la fixation des chlorures réduit la dimension des pores les plus petits en modifiant la morphologie des fibres de C-S-H. Le chlorure de calcium conduirait ainsi à une structure plus ouverte au niveau des pores capillaires que le chlorure de sodium, ce qui faciliterait la diffusion des espèces chimiques libres [MID 84, REG 78, HAN 85]. Ainsi, les chlorures libres, mais aussi les chlorures liés, en modifiant la géométrie des pores, influent sur le processus de pénétration. Ces considérations montrent la complexité des interactions entre les différents facteurs qui interviennent dans la diffusion des chlorures. Concernant l’incorporation d’additions minérales dans les ciments, on peut relever trois conséquences relatives à la pénétration des chlorures : – la capacité de fixation des chlorures est déterminée par la concentration en (C3A + C4AF) du liant. Or la teneur de ces composés diminue par effet de dilution en présence de laitiers de haut-fourneau ou de cendres volantes puisque les aluminates proviennent du clinker. La quantité de chloroaluminates formée étant réduite, la teneur en chlorures libres devrait être plus élevée pour des ciments incorporant des additions minérales. Or, certains auteurs [ARY 90, BYF 87] montrent qu’au contraire, la quantité de chlorures liés est plus élevée dans les ciments composés au laitier et aux cendres volantes que dans les ciments Portland. Ce résultat est assez controversé car Nguyen [NGU 06] trouve que les isothermes d’interactions sont très proches pour les mortiers à base de ciments de types CEM I et CEM V. Par contre, la quantité de chlorures liés, mais aussi de chlorures libres, est moindre dans un béton renfermant des fumées de silice. Selon les travaux de Short et Page [SHO 82], la diminution de capacité de fixation proviendrait de l’accroissement de la solubilité des chloroaluminates provoquée par l’abaissement du pH de la solution interstitielle en présence de fumées de silice ; – les additions minérales réduisent le pH de la solution interstitielle (tableau 9.2 et figure 9.8), l’effet étant davantage marqué avec les fumées de silice. Cette diminution conduit à admettre un seuil de concentration en chlorures au niveau de l’armature plus faible si l’on considère le rapport caractéristique Cl–/OH– ; – le coefficient de diffusion apparent des chlorures est dépendant des additions minérales. À condition de respecter une cure humide adaptée, l’ajout de laitiers de haut-fourneau, de cendres volantes ou de fumées de silice réduit dans des proportions notables les coefficients de diffusion des chlorures dans le béton. Les valeurs moyennes de ces coefficients sont reportées dans le tableau 9.3 [SHO 82, BRO 82]. Des données supplémentaires sont fournies dans le chapitre 3 de ce livre.

337


Tableau 9.3 : Coefficient de diffusion apparent moyen, Da, de différentes pâtes de ciment avec additions minérales. Nature du ciment (E/C = 0,5-0,6)

Coefficient de diffusion apparent Da (10–12 m2/s)

Ciment Portland Ciment au laitier de haut-fourneau Ciment aux cendres volantes

5 0,5 1,5

L’incorporation de fumées de silice conduit aussi à une diminution du coefficient de diffusion du même ordre de grandeur que celle provoquée par le laitier de haut fourneau lorsque la teneur en fumées de silice est inférieure à 20 %. Par ailleurs, comme dans le cas de la carbonatation, les CEM II aux fillers calcaires se comportent comme les CEM I de même classe de résistance, en ce qui concerne la diffusion des chlorures. L’ajout de produits minéraux modifie la valeur critique du seuil de dépassivation, mais surtout réduit la vitesse de pénétration des chlorures, ce qui est déterminant dans le développement de la corrosion. On peut cependant affirmer qu’en ce qui concerne la période d’amorçage, la qualité du béton (faible rapport E/C et classe de résistance du ciment élevée) a une plus grande influence que le choix du type de ciment utilisé et que les conditions d’exposition des ouvrages jouent un rôle majeur sur la corrosion des armatures.

5. PRÉDICTION DE LA DURÉE DE VIE DES STRUCTURES EN BÉTON ARMÉ RELATIVEMENT À LA CORROSION DES ARMATURES 5.1. Période d’incubation seule 5.1.1. Modèles de carbonatation Les principaux modèles de carbonatation reposent sur l’utilisation de la première loi de Fick. Ils se différencient les uns des autres par les paramètres pris en compte, les hypothèses simplificatrices sur les mécanismes physico-chimiques, et les conditions initiales et aux limites. Parmi les nombreux modèles existants, il est possible d’établir des catégories dont la finalité, et la complexité, sont différentes [THI 06b]. Les modèles empiriques La profondeur de carbonatation dépend du temps selon une relation de la forme : X c = At avec :

338

B


Xc profondeur de carbonatation ; A, B paramètres de calages ; t temps. Ces modèles ne reposent pas sur des bases physiques et nécessitent des données de calage afin de prédire le comportement futur. Ils ne prennent pas en compte les cycles humidification/séchage qui ont une influence non négligeable sur le niveau de carbonatation et ont donc un intérêt prédictif limité. Les modèles analytiques et semi-analytiques Ces modèles considèrent la diffusion comme le facteur limitant de la réaction de carbonatation et prennent en compte de manière simplifiée la dépendance vis-àvis des matériaux et des facteurs environnementaux : X c = A ( HR, T, Rc, [ CO 2 ]… ) t avec : Xc profondeur de carbonatation ; A(HR, T, Rc,[CO2]…) : fonction prenant en compte la dépendance à des facteurs physiques tels que l’humidité relative, la température, la résistance à la compression, la teneur en CO2… par l’intermédiaire de lois simplifiées ; t temps. Ces modèles analytiques ou semi-analytiques intègrent comme données d’entrée, de manière directe ou indirecte, des indicateurs performantiels de durabilité physico-chimique tels que la porosité, la perméabilité, l’état hydrique et la teneur en matières carbonatables. Ils ont l’avantage de la simplicité et d’une bonne représentativité globale des phénomènes (modélisation de la pénétration de la carbonatation par un front raide) mais ne peuvent pas représenter de manière fine les réactions. Ils sont bien adaptés à une utilisation de type ingénieur qui cherche à obtenir l’ordre de grandeur de l’évolution de la dégradation avec le temps. Dans cette famille, on peut citer, par exemple, les modèles de Papadakis [PAP 91], Bakker [BAK 94], Duracrete [DUR 00], Petre-Lazar [PET 01]. Les modèles numériques Ces modèles s’attachent à décrire finement la physique des phénomènes en prenant en compte notamment les transferts en milieu poreux non saturé, les équilibres chimiques, les cinétiques des réactions et les modifications de porosité du matériau. Leur degré de complexité nécessite une implantation numérique conséquente. La prise en compte des phénomènes physico-chimiques de façon plus exhaustive dans les modèles permet de décrire de mieux en mieux la carbonatation des bétons. Le modèle de Bary et Sellier [BAR 03], prend notamment en compte le rôle

339


déterminant du transport (par diffusion et convection avec l’eau liquide) du calcium dans le processus de colmatage de la zone carbonatée. Le modèle physico-chimique numérique développé par Thiery et al. [THI 04, THI 06a] est basé sur les mêmes principes. Ce modèle est bien adapté à la nouvelle approche de la durabilité (les indicateurs de durabilité qui sont des grandeurs facilement mesurables figurent parmi les données d’entrée) [THI 06b]. Ses spécificités sont les suivantes : – prise en compte de l’évolution de la porosité au cours de la carbonatation (due à la dissolution des produits d’hydratation et à la formation de calcite) et du taux de saturation en eau liquide (augmentation locale lors de la carbonatation des produits d’hydratation) ; – prise en compte des cinétiques chimiques responsables de l’adoucissement du « front » de carbonatation ; – intégration du séchage du matériau (transfert de l’eau liquide décrite par la loi de Darcy et utilisation d’une relation donnant la pression capillaire en fonction du taux de saturation calée sur l’isotherme de désorption de vapeur d’eau expérimentale du matériau) avec possibilité de décrire des cycles d’humidification/ séchage ; – prise en compte des transferts ioniques (en assurant l’électroneutralité) ; – prédiction du pH de la solution interstitielle. Ces modèles sont bien adaptés à la description fine des phénomènes. Ils peuvent toutefois requérir de gros moyens de calcul. Tous ces modèles doivent naturellement être validés non seulement à l’aide d’essais de carbonatation accélérée (première phase de validation), mais également à partir de données in situ, les essais accélérés pouvant présenter des différences par rapport aux phénomènes observés en carbonatation naturelle [GUI 04, BAR 06]. Enfin, on peut citer une dernière catégorie de modèles, plus restreinte, et basée sur des approches statistiques multi-facteurs comme par exemple le modèle de Vesikari [VES 00]. Ce type de modèle est difficile à mettre en œuvre car les valeurs expérimentales manquent pour les nombreuses grandeurs d’entrée requises. Pour une liste exhaustive des principaux paramètres pris en compte dans les différents modèles de carbonatation présentés, et d’autres modèles non détaillés ici, le lecteur pourra se référer au guide AFGC Conception des bétons pour une durée de vie donnée des ouvrages, tableau 16, page 114 [GUI 04].

5.1.2. Modèles de pénétration des chlorures La plupart des modèles relatifs à la pénétration des chlorures dans le béton utilisent, parmi les données d’entrée, un coefficient de diffusion des ions chlorure. Les modélisations sont basées sur la résolution des lois de Fick. On rappelle ici les

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principaux éléments permettant de décrire la pénétration des chlorures dans le béton. Pour plus de détails, le lecteur pourra consulter le chapitre 3. Coefficient de diffusion effectif des ions chlorure – Première loi de Fick Si l’on néglige les interactions électriques entre les chlorures et les autres ions présents, le processus de diffusion est décrit par la première loi de Fick. Si les ions se déplacent suivant une direction perpendiculaire à la surface d’entrée dans un milieu homogène, le flux massique unidirectionnel Je (en kg.m–2.s–1), représentant la quantité d’ions se déplaçant à travers une unité de surface de béton pendant une seconde, est donné par : dc l J e = D e ------dx avec: De coefficient de diffusion effectif des ions chlorure dans le matériau (m2.s–1) ; cl concentration en chlorures libres de la solution interstitielle (kg.m–3) à la profondeur x, à l’instant t. Cette loi permet de calculer le flux massique des ions chlorure, en régime permanent, associé à un gradient de concentration. Le coefficient de diffusion effectif est fonction non seulement du matériau (composition, âge, état de carbonatation, fissuration…), mais également des conditions environnementales (concentration en chlorures, température…). Des relations empiriques De = f (T, [Cl–]…) ont d’ailleurs été proposées dans la littérature [TAN 01]. Coefficient de diffusion apparent des ions chlorure – Deuxième loi de Fick En tenant compte de la loi de conservation de la masse, on obtient la seconde loi de Fick, qui s’écrit, lorsque le coefficient de diffusion effectif ne dépend pas de la concentration en ions, de la façon suivante : 2

∂ cl ∂c l ------- = D a ---------2 ∂t ∂x avec: Da coefficient de diffusion apparent des ions chlorure dans le matériau (m2.s–1). Cette relation est généralement utilisée pour décrire la pénétration des chlorures par diffusion dans le béton saturé en régime non stationnaire. Dans le cas ou l’on considère des interactions électriques entre les ions, l’équation de Nernst-Planck peut être alors utilisée.

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Relation entre coefficients de diffusion effectif et apparent des ions chlorure Les deux coefficients de diffusion De et Da sont liés par une relation faisant intervenir la pente de l’isotherme d’interactions chlorures-matrice (cm, f = f (cl)) et la porosité du matériau : De D a = -------------------------∂c m, f p + ρ ------------∂c l avec : p porosité du matériau accessible aux chlorures ; cm, f masse de chlorures fixés par unité de masse de solide sec (kg/kg) ; cl concentration en chlorures libres de solution, interstitielle (kg/m3) ; ρ masse volumique apparente du matériau à l’état sec (kg/m3) ; ∂c m, f k d = ------------ pente de l’isotherme d’interaction chlorures/matrice (ou capacité ∂c l de fixation ou coefficient de partage). Avec l’hypothèse d’une capacité de fixation constante, c’est-à-dire d’une isotherme d’interactions linéaire, kd peut être évaluée de façon simple à partir des paramètres de formulation [DEL 96]. Dans le cas général, l’isotherme n’étant pas linéaire, kd n’est pas constante. La capacité de fixation peut alors être obtenue expérimentalement selon les méthodes proposées par exemple par [TAN 93, FRA 01], ou encore par calcul à partir des paramètres de formulation (voir par exemple [PAP 00, PAP 02], où le calcul est basé sur une isotherme de Langmuir). D’autre part, il est nécessaire de noter que l’isotherme d’interactions, et par conséquent la capacité de fixation, dépendent de la température. On notera en particulier qu’une partie des chlorures liés à basse température peut être solubilisée (dans la solution interstitielle du béton) lorsque la température augmente [NIL 96, LAR 97, WOW 00]. Pour une liste exhaustive des principaux paramètres pris en compte dans les différents modèles de pénétration des chlorures présentés, ainsi que d’autres modèles non détaillés ici, le lecteur pourra se référer au guide AFGC, tableau 17, pages 116-117 [GUI 04].

5.2. Prise en compte de la phase de propagation Les modèles présentés dans le titre précédent décrivent, de manière plus ou moins complexe, la pénétration des agents agressifs susceptibles de dépassiver les aciers

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dans le béton. Ces différents modèles permettent de calculer soit la position du front de carbonatation soit le profil de concentration en ions chlorure. Cependant, ils ne permettent pas de traiter ni le développement de la corrosion lorsque l’acier est dépassivé ni la perte de section des armatures correspondante. De plus, ils n’intègrent que des aspects matériaux et non les conséquences structurales de la corrosion des aciers sur une structure en béton. Il existe, à l’heure actuelle, moins de modèles décrivant la phase de propagation de la corrosion que de modèles de carbonatation et de pénétration des chlorures. Comme pour les modèles d’amorçage, on peut classer les modèles de développement de la corrosion en deux familles distinctes : Les modèles empiriques Les approches sont basées sur des modèles de carbonatation et de pénétration des chlorures simplifiés qui permettent de calculer un courant de corrosion. La perte de section des aciers est ensuite calculée par intégration du courant de corrosion au cours du temps. L’un des paramètres essentiels dans ces approches est la relation entre la perte de section et le courant de corrosion. Le courant de corrosion est très variable d’un ouvrage à l’autre mais également sur un ouvrage en fonction des conditions électrochimiques et de l’environnement local. Des valeurs de l’ordre de 1 à 10 µA/cm2 sont fréquemment rencontrées avec des maxima pouvant atteindre les 20 µA/cm2 [GON 95]. Typiquement, pour un courant de 1µA/cm2, on considère des pertes de sections annuelles de l’ordre de 10 à 20 µm [JON 92, ROD 97]. La perte de section d’acier est souvent considérée comme homogène sur le périmètre mais, dans le cas des chlorures, la corrosion par piqure peut également être prise en compte avec une attaque non uniforme et le calcul d’une section résiduelle [ENR 98]. Ces modèles permettent d’estimer de manière rapide l’ordre de grandeur de l’évolution de la perte de section d’acier au cours du temps et de calculer ensuite l’impact structural sur l’ouvrage en termes de réduction de capacité portante. L’approche analytique ou semi-analytique est également bien adaptée à des études fiabilistes. On peut citer dans cette catégorie de modèles les travaux de Petre-Lazar [PET 00], Enright [ENR 98], Vu [VU 00] et Duprat [DUP 04] notamment. Les modèles numériques Comme pour la modélisation de la carbonatation et de la pénétration des chlorures, des modèles décrivant les interactions entre les différentes espèces ioniques ainsi que les principes physiques de conservation dans les milieux non saturés commencent à se développer.

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On peut citer dans cette catégorie les travaux de Dridi [DRI 06] qui prend en compte la diffusion, la convection et les interactions ioniques entre les différents constituants de la phase interstitielle. La corrosion à la surface du métal est contrôlée par l’oxydation du fer et la réduction de l’oxygène. Ces travaux tiennent compte de la polarisation de l’acier et des transferts de masse dans la porosité. Ces modélisations restent aujourd’hui cantonnées au niveau du matériau et nécessitent encore des développements pour être appliquées au niveau de la structure. Néanmoins, des modélisations de l’impact structural de la corrosion sur des éléments de structure réels existent. On peut citer par exemple le projet national du « Benchmark des poutres de la Rance » qui, à partir de poutres en béton armé et précontraint ayant séjournées 40 ans dans l’estuaire de la Rance, a permis de comparer différentes modélisations du comportement mécanique de poutres corrodées. Les résultats ont montré qu’il est possible de prévoir de manière réaliste le comportement force/déplacement de poutres corrodées sollicitées en flexion et en traction. Les différents modèles appliqués allaient de l’approche règlementaire analytique à la simulation des poutres par éléments finis 3D. L’impact de l’adhérence acier/béton, dégradée par la corrosion, a été pris en compte dans certaines modélisations de même que la perte de ductilité des aciers [OUG 04]. La figure 9.22 illustre le champ d’endommagement d’une poutre en béton armé, soumise à une flexion 4 points, obtenu par simulation numérique par éléments finis [CAP 06].

gris très foncé

Premières fissures dans la zone de moment fléchissant maximal.

gris très clair

Champ d’endommagement à la fin de l’essai.

Figure 9.22 : évolution du champ d’endommagement et de la déformée d’une poutre en béton armé corrodée sollicitée en flexion 4 points, d’après [CAP 06]. Dans ces simulations, les zones endommagées sont représentatives d’une localisation des déformations et donc de l’apparition d’une fissuration. Pour un comportement ultime (capacité portante), la réduction de section par corrosion des aciers joue un rôle majeur. Les déformations atteintes seront influencées par l’adhérence acier corrodé / béton et la ductilité réduite des aciers.

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Ces différentes modélisations permettent de juger de l’impact des processus de corrosion sur la section résiduelle des aciers au cours du temps et permettent de prendre les mesures de maintenance adéquates pour suivre, renforcer ou remplacer des éléments ou parties d’ouvrages dégradés.

5.3. Limites de la modélisation Les développements récents de modèles permettent de représenter plus finement les mécanismes de dégradation des ouvrages grâce à une meilleure description des phénomènes et principes physiques élémentaires. Toutefois, ces modèles requièrent des temps de calcul qui peuvent être conséquents et surtout ils exigent la connaissance de nombreuses grandeurs d’entrée dont toutes ne sont pas mesurables ce qui nécessite de procéder à des calages sur la base d’essais expérimentaux qu’il n’est pas toujours facile de réaliser. Ces modèles requièrent également une expertise pour être utilisés correctement dans leur domaine d’application. Pour l’instant, ces outils sont principalement utilisés dans le cadre d’expertise exceptionnelle ou de recherche. À l’inverse, les modèles analytiques ou semi-analytiques permettent des applications pratiques rapides par des ingénieurs bien formés à leur domaine d’utilisation. Il est ainsi possible de calculer les ordres de grandeur des phénomènes, de disposer d’éléments d’aide à la décision afin de prendre les mesures qui s’imposent. Le développement des approches par les risques permet de coupler non seulement l’évolution des dégradations par l’intermédiaire de probabilités de défaillance mais également les conséquences d’une défaillance éventuelle. Le maître d’ouvrage peut alors optimiser ses coûts de maintenance par rapport à un niveau de risque donné. Si les modèles sont un outil important dans la gestion des ouvrages, il est deux points qui doivent encore être améliorés : – la prise en compte de la variabilité des caractéristiques du béton qui est un matériau hétérogène. L’approche probabiliste permet de prendre en compte cet aléa. Le corollaire de toute analyse fiabiliste est de disposer de données statistiques suffisantes pour des études réalistes ; – les modèles sont généralement développés en considérant le matériau comme non fissuré ce qui est rarement le cas (fissures de retrait au jeune âge ou de dessiccation, fissuration fonctionnelle du béton armé dans les zones tendues,…). La présence de cette fissuration va influencer les processus de transport des agents agressifs de l’extérieur vers l’intérieur du béton avec des conséquences sur la cinétique de transfert. Le diagramme de la figure 9.3 en deux phases (incubation, propagation) peut alors se trouver modifié de façon conséquente suivant le cas [FRA 94] (figure 9.23). Selon que la fissure est traversante ou non (figure 9.24),

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la cinétique de dégradation peut être extrêmement rapide (fissures larges), ou peu différente d’un béton fissuré si les fissures se colmatent. Il existe très peu d’études permettant de quantifier l’impact de la fissuration et ceci d’autant moins que les fissures sont traversantes.

suré Béton fis

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Bé

ton

fis

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ton

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Niveau inacceptable

Corrosion

Durées de vie selon l'état de fissuration de l'élément de structure

Temps Propagation

Amorçage Incubation

Phase dormante

Figure 9.23 : comparaison entre les processus de corrosion du béton armé fissuré et non-fissuré [FRA 94]. La fissuration du béton modifie le schéma classique de la corrosion (phase d’incubation et de propagation). Une fissure traversant un élément en béton armé permet un démarrage plus rapide des dégradations alors qu’une fissure non traversante va se colmater (débris, produits de corrosion) avec le temps et l’accélération des désordres est moindre que dans le cas d’une fissure traversante.

L’impact de la fissuration sur le développement des processus de corrosion est encore mal connu mais d’une grande importance dans le développement des phénomènes.

Selon le type de fissuration (fissuration partant de l’acier, éclatement, délamination) (figure 9.25). les propriétés de transfert et le développement de la corrosion seront modifiées de manière différente.

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Effets Eau mécaniques

Effets climatiques Attaque chimique (température, et biologique humidité) Surface du béton Béton dégradé par carbonatation et chlorures Béton d'enrobage

Corrosion

Armature Béton sain

Zone fissurée

Béton non fissuré

Figure 9.24 : influence de la fissuration sur la dégradation du béton armé [LAU 99]. Une fissuration d’origine mécanique accélère la pénétration des agents agressifs au niveau de la fissure mais également dans les zones avoisinantes (microfissuration). La période d’incubation diminue donc par un développement plus rapide de la carbonatation et de la pénétration des chlorures.

FISSURATIONS

Armature en acier

Armature en acier

ÉCLATEMENTS

DÉLAMINATION

Armature en acier

Figure 9.25 : représentation schématique de différents types de fissuration [NEV 00]. Selon la résistance du béton, l’enrobage, le diamètre et l’espacement des armatures, différents faciès de fissuration résultent de la corrosion des aciers du béton armé.

347


6. NOTION D’ÉTATS LIMITES ET DE DURÉE DE VIE En général, lorsque l’on parle de durée de vie d’un ouvrage, on considère la période durant laquelle la structure assure son niveau de service requis sous chargement normal et avec une maintenance courante (on ne considère ici que les éléments structuraux). Nous avons vu au début de ce chapitre que la dégradation des ouvrages en béton par la corrosion peut être décrite selon deux étapes : la période d’incubation puis la période de propagation. Généralement, la durée de vie des ouvrages est définie comme étant égale à la période d’incubation. C’est une approche sécuritaire (conservative) car lorsque la phase de propagation démarre avec les premiers sites corrodés, la structure possède encore une marge de sécurité importante. Cette durée de vie est donc à considérer comme la fin de vie « nominale » de l’ouvrage sachant que celui-ci est calculé avec des marges de sécurité (approches semi-probabilistes des règlements aux états limites modernes). Après la phase d’incubation, on peut distinguer deux états limites de durabilité : – états limites de service (ELS) de durabilité : les conséquences d’un dépassement de cet état limite sont en général uniquement économiques (perte financière due à une interruption de service temporaire de la structure, coûts de remise en fonctionnement) ; – états limites ultimes (ELU) de durabilité : les conséquences d’un dépassement de cet état limite peuvent être graves vis-à-vis de la sécurité (chutes de morceaux de béton, perte de capacité portante qui peuvent mettre en danger les usagers de l’ouvrage). N.B. Contrairement aux états limites qui concernent le dimensionnement, les deux états limites définis ici n’existent pas dans les textes normatifs.

Les variabilités intrinsèques aux matériaux, à l’environnement et aux sollicitations ne permettent pas de définir de manière déterministe des durées de vie exactes.

Les approches retenues sont basées sur la prise en compte de l’aléa par l’intermédiaire de différentes variables et elles permettent de définir ainsi une durée de vie probable avec une sécurité donnée.

6.1. Témoins de durée de vie La durée de vie probable est généralement estimée dans les études par rapport à l’ELS de durabilité. Parmi les exemples figurant dans la littérature, on peut citer l’approche du projet « Brite Duracrete » [SCH 97, GEH 99, DUR 00b, DUR 00c] et celle de Vesikari [VES 00] à titre d’illustration.

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Pour concevoir une structure durable avec ces approches probabilistes, il est nécessaire de définir : – un modèle de conception qui prenne en compte les modèles de dégradation des matériaux, pour décrire l’évolution dans le temps de la résistance de la structure et de la sollicitation appliquée par l’environnement ; – des états limites bien identifiés par des critères ; – la probabilité de défaillance maximale acceptable, associée à l’état limite identifié précédemment et définie par le maître d’ouvrage ; – la durée de vie minimale exigée par le maître d’ouvrage pour une probabilité de défaillance donnée. En ce qui concerne les structures en béton armé, il est possible de définir des étatslimites de durabilité pour chacun des désordres liés à la corrosion des armatures (dépassivation, fissuration, éclatement…). Les états limites de service suivants peuvent être considérés : – ELS 1 : dépassivation des armatures due à une carbonatation du béton ou à une pénétration des chlorures (frontière entre périodes d’incubation et de propagation) ; – ELS 2 : apparition des premières fissures dues à la formation de produits de corrosion ; – ELS 3 : éclatement du béton en parement (si la chute de pièces en béton n’induit pas la mise en danger de l’usager). Habituellement, c’est l’ELS 1 qui est considéré comme état limite car la modélisation de la fissuration du béton due à la corrosion est complexe à modéliser. La durée de vie par rapport à la corrosion des aciers peut alors être définie comme le temps nécessaire pour que l’ELS1 soit atteint : – environnement sans chlorure : temps mis pour que la profondeur de carbonatation soit égale à l’enrobage ; – en présence de chlorures : temps mis pour que la concentration en chlorures libres [Cl–libres] atteigne une concentration critique [Cl–libres]crit au niveau du premier lit d’armatures. Les témoins de durée de vie associés sont [BAR 04b, GUI 04] : – environnement sans chlorure : profondeur de carbonatation (i.e. zone où pH 9) et évolution en fonction du temps (cinétique), ou évolution du profil de teneur en CaCO3 (ou en Ca(OH)2 résiduelle) en fonction du temps ; – en présence de chlorures : profondeur de pénétration des chlorures (i.e. zone où [Cllibres] ≥ [Cllibres]crit) et évolution en fonction du temps (cinétique), ou évolution du profil de [Cllibres] en fonction du temps.

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6.2. Intérêt des approches probabilistes comme un outil complémentaire Contrairement à l’approche déterministe où les valeurs représentatives des variables sont modélisées par des valeurs uniques (les moyennes), l’approche probabiliste prend en compte la variabilité des phénomènes en représentant une variable par la loi de distribution de ses valeurs possibles (densité de probabilité des variables aléatoires). Dans le contexte probabiliste, un dimensionnement est acceptable si la probabilité de ruine, ou de défaillance, Pf, par rapport à un critère d’état limite, est inférieure à une valeur cible définissant le risque admissible (Pfcible). Si R et S représentent respectivement la résistance et la sollicitation d’un élément de structure, la défaillance de l’élément est liée au dépassement de la résistance par la sollicitation. La probabilité Pf de l’événement (R ≤ S) et la quantification de la sécurité s’écrivent alors : Pf = Prob (R ≤ S) ≤ Pfcible La valeur de la probabilité cible (risque de défaillance acceptable) peut dépendre de nombreux facteurs tels que : – la durée de vie escomptée de l’ouvrage ; – les conséquences engendrées par la ruine de l’ouvrage ; – les risques liés au vieillissement ; – les critères économiques (valeur de remplacement, coût d’entretien…). Bien qu’étant plus riche qu’une approche globale, une approche probabiliste conduit à de nombreuses difficultés car il faut analyser toutes les sources possibles d’incertitude qui peuvent être très diverses. Dans le cas des témoins de durée de vie définis précédemment, l’approche probabiliste consiste à calculer, par exemple : – sans chlorures, la probabilité que le front de carbonatation Xc soit supérieur à l’enrobage du béton d: Pf = Prob (d ≤ Xc) – avec chlorures, la probabilité que la concentration en chlorure libres au niveau des aciers [Cllibres], soit supérieure à la concentration critique ([Cllibres]crit) : Pf = Prob ([Cllibres]crit ≤ [Cllibres]) Une fonction d’état limite est une relation entre les différentes variables aléatoires du problème et sur laquelle on peut définir un critère d’état limite, un seuil, par rapport auquel on va calculer la probabilité de défaillance. La fonction d’état limite, Z, la plus simple peut se définir de la manière suivante : Z=R–S

350


La probabilité de défaillance s’écrit alors : Pf = Prob (Z ≤ 0) ≤ Pfcible Z étant une variable aléatoire qui dépend des densités de probabilités marginales de R et S, on peut calculer sa moyenne µZ et son écart type σZ. Par définition, on appelle indice de fiabilité β, le rapport entre µZ et σZ : μ β = -----z σz L’indice de fiabilité β est relié à la probabilité de défaillance Pf par la fonction de répartition de la loi normale centrée réduite Φ : Pf = Φ(– β) Pf et β évoluent en sens inverse : plus la probabilité de défaillance est faible, plus l’indice de sécurité est grand et réciproquement. Un facteur important dans l’évaluation de la durée de vie d’une structure est alors la définition de l’indice de fiabilité visé au bout du temps T (durée de vie exigée par le maître d’ouvrage) : βELS,T. Dans les normes européennes, une valeur de 1,5 est proposée pour cet indice de fiabilité admissible sans préciser l’état limite de service (ELS 1, ELS 2 ou ELS 3). Cet indice de fiabilité correspond à une probabilité de défaillance de l’ordre de 0,07. La figure 9.26 illustre le processus de calcul fiabiliste par rapport à une sécurité donnée à un temps donné. Si l’on considère les valeurs moyennes, il y aura défaillance au bout du temps tm (la sollicitation S devient alors supérieure à la résistance R). Si l’on vise une durée de vie tk, avec une probabilité de défaillance donnée (zone hachurée), la structure est défaillante au temps t2 et admissible au temps t1. Les approches probabilistes sont des outils puissants qui permettent de mieux appréhender le comportement d’un ouvrage en prenant en compte les aléas inhérents aux matériaux du génie civil et à l’environnement. Ces approches doivent être couplées avec des données fiables pour alimenter les modèles de manière robuste. En complément à ces méthodes, des techniques d’actualisation, basées sur les réseaux bayésiens notamment, permettent d’actualiser les modèles en fonction de la quantité et de la qualité des données disponibles au cours du temps [CAP 06].

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Valeurs moyennes de R (t) et S (t)

Densités de probabilité des fonctions R (t) et S (t)

R (t)

fR (t1) fR (t2)

S (t)

fs (t2)

fs (t1)

t1

Densité de probabilité conjointe fR,s (t)

tk

t2

Durée de vie visée

tm

Temps d'exposition

Durée de vie moyenne

Figure 9.26 : évaluation probabiliste de la durée de vie d’un ouvrage. La durée de vie moyenne d’un ouvrage tm est atteinte lorsque la sollicitation moyenne au cours du temps S(t) est égale à la résistance moyenne R(t). Ces variables étant généralement aléatoires, on calcule la probabilité P que S(t) soit supérieure à R(t), P(S(t) > R(t)). On calcule alors la durée de vie visée de l’ouvrage, tk, en définissant une valeur acceptable de P.

6.3. Liens avec l’approche performantielle. Indicateurs de durabilité Sur les ouvrages, les deux principaux facteurs conduisant à une dépassivation rapide des armatures (induite par la carbonatation ou la pénétration des chlorures) sont une porosité excessive du matériau en zone superficielle et/ou un enrobage insuffisant. La porosité excessive du béton est liée à une mauvaise composition, à une teneur en eau de gâchage excédentaire, à une vibration incorrecte à la mise en œuvre, ou encore à une dessiccation importante du béton après décoffrage trop rapide. La forte porosité confère au matériau une perméabilité et une diffusivité élevées, favorisant la pénétration du gaz carbonique ou des ions chlorure. L’insuffisance de l’enrobage est attribuable soit au non-respect des plans d’exécution, soit à un mauvais calage des armatures à la mise en œuvre. La réduction de l’enrobage entraîne une réduction du temps de dépassivation du premier lit d’armatures. Ainsi, les étapes de conception (formulation, renforts) et de mise en œuvre (fabrication, vibration, cure, conditions hygrothermiques au jeune âge, respect des enrobages) sont déterminantes pour la durabilité de l’ouvrage vis-à-vis de la corrosion des armatures. Ces différents paramètres sont, par nature, aléatoires et se prêtent donc à une analyse fiabiliste telle que décrite précédemment et qui est à la base des codes de construction actuels. Toutefois, ces approches qui font encore l’objet de recherches, nécessitent des compétences et des moyens de calcul qui ne sont pas toujours disponibles pour la conception.

352


L’approche performantielle, [GUI 04, BAR 06], est une voie nouvelle par rapport à l’approche classique de la durabilité des structures qui considère uniquement la résistance à la compression mécanique du béton comme indicateur de la durabilité. Afin d’aider le concepteur, des spécifications-types pour le matériau béton peuvent être proposées pour différents types d’environnement et différentes valeurs de durée de vie visée. L’approche performantielle permet de définir des indicateurs pertinents, avec leurs valeurs limites, pour différents types d’environnement. À terme, cette approche pourra être intégrée dans des approches de type probabiliste. Les spécifications types proposées dans le guide AFGC [GUI 04] pour la durabilité vis-à-vis de la corrosion des armatures induite par la carbonatation ou par les chlorures sont basées sur les classes d’exposition proposées dans l’EN 206-1 [EN 00] (voir paragraphe 7) et l’Eurocode 2 et sur les enrobages minimaux imposés par les règlements français et européen. Les différents types d’environnement retenus sont définis comme suit à partir des classes d’expositions. Type d’environnement 1 : X0 et X1 ; 2 : XC2 ; 3: XC3 ; 4 : XC4 ; 5 : XS1, XD1, XD3 ; 6 : XS2 et XD2 ;7 : XS3 X0 : aucun risque de corrosion, ni d’attaque ; XC1 à XC4 : corrosion induite par carbonatation ; XD1 à XD3 : corrosion induite par les chlorures ayant une origine autre que marine ; XS1 à XS3 : corrosion induite par les chlorures présents dans l’eau de mer. Différents niveaux d’exigence (1 à 5) sont définis en tenant compte de la durée de vie exigée et de la catégorie de l’ouvrage. Enfin, des valeurs limites concernant les quatre indicateurs pertinents pour la corrosion sont données : – Peau porosité à l’eau du béton ; – Dapp(mig) coefficient de diffusion apparent des ions chlorure par essai de migration électrique ; – kgaz perméabilité au gaz ; – kliq perméabilité à l’eau. Les spécifications ont été établies sur la base de données expérimentales et ont été vérifiées par des simulations numériques effectuées à l’aide de modèles empiriques (approche déterministe ou probabiliste) et physiques. Les spécifications correspondent à des mesures réalisées selon les méthodes décrites dans le guide AFGC [GUI 04] sur des éprouvettes conservées dans l’eau pendant 3 mois au plus après le coulage. Les spécifications types proposées se présentent sous la forme de tableau (carbonatation cf. tableau 9.4 et chlorures cf. tableau 9.5). Pour chaque niveau d’exigence (par exemple, la durée de vie) et pour chaque type d’environnement, une série d’indicateurs doit être quantifiée et des critères doivent être satisfaits [GUI 04, BAR 06]. Ces spécifications permettent de garantir des durées de vie (par exemple 30, 50, 100, 120 ans ou plus) pour les ouvrages en béton, sur la base de 1, 2, 3 ou 4 grandeurs physiques mesurées. 353


Tableau 9.4 : indicateurs de durabilité et valeurs limites proposées en fonction du type d’environnement et de la durée de vie exigée [GUI 04]. Cas de l’amorçage de la corrosion par carbonatation. Peau est donnée en %, Da(mig) est donné en 10-12 m2.s–1, kgaz (à s=0 et à Pentrée = 0,2 MPa) est donnée en 10-18 m2 et kliq est donnée en 10–18 m2 Corrosion induite par carbonatation (e = 30 mm) Type d’environnement

1

2

Durée de vie exigée Catégorie d’ouvrage Niveau d’exigence

Sec et très sec (HR < 65 %) ou humide en permanence

Humide (HR > 80 %)

< 30 ans Niveau 1

peau < 16

peau < 16

peau < 15

peau < 16

De 30 à 50 ans Bâtiment Niveau 2

peau < 16

peau < 16

peau < 14 (5)

peau < 14 (6)

De 50 à 100 ans Bâtiment et ouvrages de génie civil Niveau 3

peau < 14 (6)

peau < 14 (6)

peau < 12 (7)

peau < 12 (7)

kgaz < 100 (8)

kliq < 0,1 (9)

peau < 12

peau < 12

peau < 9

kgaz < 100

kgaz < 100

kgaz < 10 (4)

peau < 9 kgaz < 10

peau < 9 kliq < 0,01

De 100 à 120 ans Grands ouvrages Niveau 4 > 120 ans Ouvrages dits exceptionnels Niveau 5

3

4

Modérément humide Cycles fréquents (65 < HR < 80 %) d’humidification/séchage

peau < 9 kgaz < 10 kliq < 0,01

peau < 9 kgaz < 10 kliq < 0,01 peau < 9 Da(mig) < 1 kgaz < 10 kliq < 0,01

Durabilité potentielle faible Durabilité potentielle moyenne Durabilité potentielle élevée Durabilité potentielle très élevée

(1) concentration en chlorures libres à la surface ≤ 10 g.L–1 (2) Concentration en chlorures libres à la surface ≥ 100 g.L–1 (3) alternative : kgaz < 100.10–18 m2 (4) alternative : kliq < 0,01.10–18 m2 (5) alternative : p < 15 % et [Ca(OH)2] ≥ 25 % (6) alternative : p < 16 % et [Ca(OH)2] ≥ 25 % (7) alternative : p < 14 % et [Ca(OH)2] ≥ 25 % (8) alternative : kgaz < 300.10–18m2 et [Ca(OH)2] ≥ 25 % (9) alternatives : a) kgaz < 100.10–18m2 ; b) kgaz < 300.10–18 m2 et [Ca(OH)2] ≥ 25 %

354


Tableau 9.5 : indicateurs de durabilité et valeurs limites proposées en fonction du type d’environnement et de la durée de vie exigée [GUI 04]. Cas de l’amorçage de la corrosion par les chlorures. Peau est donnée en %, Da(mig) est donné en 10-12 m2.s–1, kgaz (à s=0 et à Pentrée = 0,2 MPa) est donnée en 10-18 m2 et kliq est donnée en 10–18 m2 Corrosion induite par les chlorures (e = 50 mm) Type d’environnement Durée de vie exigée Catégorie d’ouvrage Niveau d’exigence

5

6

Exposition aux sels marins ou de déverglaçage

7

Immersion dans l’eau Zone de marnage contenant des chlorures

5.1

5.2

[Cl–] faible(1)

[Cl–] forte(2)

< 30 ans Niveau 1

peau < 16

peau < 14

peau < 15

peau < 14

De 30 à 50 ans Bâtiment Niveau 2

peau < 15

peau < 11

peau < 13

peau < 11

De 50 à 100 ans Bâtiment et ouvrages de génie civil Niveau 3 De 100 à 120 ans Grands ouvrages Niveau 4 > 120 ans Ouvrages dits exceptionnels Niveau 5

peau < 14

peau < 11 Da(mig) < 2 kliq < 0,1 (3)



peau < 11 Da(mig) < 3 kliq < 0,1 (3)

kliq < 0,1 (3)








Durabilité potentielle faible Durabilité potentielle moyenne Durabilité potentielle élevée Durabilité potentielle très élevée

(1) concentration en chlorures libres à la surface ≤ 10 g.L–1 (2) Concentration en chlorures libres à la surface ≥ 100 g.L–1 (3) alternative : kgaz < 100.10–1 8m2 (4) alternative : kliq < 0,01.10–18 m2 (5) alternative : p < 15 % et [Ca(OH)2] ≥ 25 % (6) alternative : p < 16 % et [Ca(OH)2] ≥ 25 % (7) alternative : p < 14 % et [Ca(OH)2] ≥ 25 % (8) alternative : kgaz < 300.10–18 m2 et [Ca(OH)2] ≥ 25 % (9) alternatives : a) kgaz < 100.10–1 8m2 ; b) kgaz < 300.10–18 m2 et [Ca(OH)2] ≥ 25 %

355


7. RECOMMANDATIONS ET ASPECTS NORMATIFS OU RÉGLEMENTAIRES 7.1. Classes d’exposition selon la norme NF EN 206-1 La norme NF EN 206-1 Béton, partie 1 « Spécifications, performances, production et conformité » définit des classes d’exposition des matériaux en fonction de leur environnement [EN 00]. En ce qui concerne la corrosion des armatures, les grandes classes suivantes sont définies : X0 : aucun risque de corrosion, ni d’attaque, XC1 à XC4 : corrosion induite par carbonatation, le risque étant croissant de 1 à4; XS1 à XS3 : corrosion induite par les chlorures présents dans l’eau de mer ; XD1 à XD3 : corrosion induite par les chlorures ayant une origine autre que marine ; XF1 à XF4 : attaque gel-dégel avec ou sans agent de déverglaçage. À chacune de ces classes correspondent des dispositions constructives dans l’Eurocode 2 Design of concrete structures (par exemple, ouverture limite des fissures selon la classe d’exposition), et des spécifications sur la composition du béton dans la norme NF EN 206-1 (tableau NA.F.1). Par exemple, pour un béton soumis à un environnement de classe XS31, la norme indique que : – le rapport Eeff/liant équivalent doit être inférieur à 0,50 ; – la classe du béton doit être au moins C35/45 ; – la teneur minimale en liant équivalent est 350 kg/m3. Un point important qu’il convient de souligner est que si, dans des cas simples, la résistance mécanique du béton est un facteur favorable vis-à-vis de la durabilité, ce n’est pas un facteur suffisant. Ainsi, deux bétons de résistance mécanique équivalente pourront avoir une durabilité potentielle vis-à-vis de la corrosion des armatures très différente [HOU 98, BAR 04a, BAR 06].

Le tableau NA.F.1 de la norme NF EN 206-1montre qu’il faut prendre en compte l’aspect durabilité dès la formulation du béton. Ceci peut se faire en formulant un béton qui respecte les données figurant dans le tableau. Cette première approche prescriptive revient à imposer des moyens d’atteindre la durabilité vis-à-vis de la corrosion des armatures dans un environnement donné. L’autre démarche consis1. La classe d'exposition XS3 correspond au cas des bétons contenant une armature ou des pièces métalliques noyées, soumis au contact des chlorures présents dans l’eau de mer en zone de marnage ou à l’action de l’air véhiculant du sel marin ou en zone soumise à des projections de sels.

356


te à définir explicitement dans le cahier des charges des critères de durabilité à respecter, basés cette fois sur des indicateurs de durabilité [GUI 04, BAR 06]. Cette deuxième approche est détaillée au chapitre 8.

7.2. Épaisseur d’enrobage – Spécifications selon BAEL 99 et Eurocode 2 L’épaisseur de l’enrobage est un élément essentiel de la protection des aciers visà-vis de la corrosion. Les règlements actuels, le BAEL 99 [BAE 99] et l’Eurocode 2 [EN1 04] appelé à le supplanter dans les années à venir, prescrivent des valeurs minimales d’enrobage à respecter mais selon des philosophies très différentes.

7.2.1. BAEL 99 Le BAEL 99, article A.7.1, fixe les dispositions constructives relatives à la protection des armatures par l’enrobage du béton. Des valeurs minimales d’enrobage sont prescrites selon trois classes de conditions d’exposition (voir tableau 9.6). Tableau 9.6 : épaisseurs minimales d’enrobage des armatures à respecter en fonction des conditions d’exposition selon le BAEL 99. Conditions d’environnement Environnement sec pour intérieur de locaux

Épaisseur minimale d’enrobage des armatures (en cm) 1

Environnement humide et agressif pour ouvrages exposés aux intempéries, condensations et en contact avec les liquides

3 ou 2, si la résistance caractéristique du béton est supérieure à 40 MPa

Environnement très agressif pour exposition à la mer, aux embruns, brouillards salins, fondants et en atmosphère chimiquement agressive

5 ou 3, si les armatures sont protégées par un procédé efficace

Outre des valeurs minimales d’enrobage, le BAEL prescrit également, de manière indirecte, une limitation de l’ouverture des fissures de fonctionnement dans les zones tendues du béton armé qui peuvent augmenter la pénétration des agents agressifs. Les études concernant la fissuration superficielle fonctionnelle du béton armé n’ont pas révélé une aggravation déterminante de la corrosion lorsque la largeur de fissure n’excède pas 0,4 mm en l’absence de chlorures (phénomène de colmatage de la fissure). En revanche, dans le cas d’exposition au gel, aux sels de déverglaçage et en atmosphère marine, l’ouverture des fissures doit être limitée. Le BAEL 99 traite des « règles » d’ouverture de fissure par le biais de spécifications techniques de ferraillage, en fonction du niveau d’agressivité du milieu. Le règlement distingue trois cas possibles de « nocivité » pour la pièce ferraillée : – une fissuration peu nuisible ;

357


– une fissuration préjudiciable ; – une fissuration très préjudiciable. Dans le cas de la fissuration peu nuisible, toute liberté est laissée au concepteur sur la valeur de la contrainte de travail de l’acier. Cependant, le règlement préconise (article 4.5.31) de ne pas utiliser le taux de contrainte maximal de l’acier autorisé par la valeur garantie de la limite d’élasticité. En outre, il attire l’attention sur la présence d’armatures de peau, qui font souvent défaut afin, de concevoir des éléments non fragiles. Lorsque la fissuration est préjudiciable (article 4.5.33), la contrainte de travail de l’acier dépend de sa limite d’élasticité caractéristique fe, de la résistance caractéristique à la traction du béton ftj et d’un coefficient de fissuration η qui représente une valeur caractéristique pour chaque type d’armature (η = 1,6 pour les armatures haute adhérence et 1 pour les ronds lisses). La contrainte de traction des aciers σs est alors limitée à la valeur ξ par l’expression : 2 ⎧ --- f e ⎪ 3 ⎪ σ s ≤ ξ = min ⎨ 0 ,5f e avec ξ, fe et ftj en MPa ⎪ max ⎧ ⎨ ⎪ ⎩ 110 ηf tj ⎩ Pour une fissuration très préjudiciable (article 4.5.34), les conditions de travail de l’acier sont plus sévères : σ s ≤ 0 ,8ξ D’autres spécifications concernent également l’écartement maximal des fers pour des éléments minces (dalles et voiles).

7.2.2. Eurocode 2 Dans le cadre de l’Eurocode 2, les classes d’exposition sont définies conformément à la classification de l’EN 206-1. Les valeurs minimales d’enrobage, données dans le tableau 9.7, sont liées aux classes d’exposition et à la classe structurale de l’ouvrage (définie dans l’annexe nationale). L’enrobage nominal Cnom est égal à un enrobage minimal Cmin additionné d’une marge pour tolérances d’exécution ΔCdev : Cnom = Cmin + ΔCdev

358


C min, b C min = max C min, dur + ΔC dur, y – ΔC dur, st – ΔC dur, add 10 mm avec : ΔCdev marge pour tolérances d’exécution : valeur recommandée 10 mm. Cette valeur peut être réduite si un contrôle qualité de l’enrobage est effectué ou dans la cadre de la préfabrication ; Cmin,b enrobage minimal vis-à-vis des exigences d’adhérence : diamètre de la barre ; dans le cas d’une armature individuelle ou diamètre équivalent dans le cas d’un paquet ; Cmin,dur enrobage minimal vis-à-vis des conditions d’environnement ; ΔCdur,y marge de sécurité : 0 mm en général ; ΔCdur,st réduction d’enrobage dans le cas de l’acier inoxydable : 0 mm si pas de précision supplémentaire ; ΔCdur,add réduction d’enrobage dans le cas d’une protection supplémentaire : 0 mm si pas de précision supplémentaire ; La valeur de Cmin,dur dépend de la classe structurale et de la classe d’exposition de l’ouvrage : Tableau 9.7 : valeurs de Cmin,dur requis vis-à-vis de la durabilité dans le cas des armatures de béton armé. Classe structurale

Classe d’exposition XC1

XC2/XC3

XC4

XD1/XS1

XD2/XS2

XD3/XS3

S1

10

15

25

30

35

40

S2

15

25

30

35

40

45

20

30

35

40

45

50

25

35

40

45

50

55

S5

30

40

45

50

55

60

S6

35

45

50

55

60

65

S3 S4

X0

Sans objet

La classe structurale recommandée (durée d’utilisation de 50 ans) est la classe S4. La classe structurale minimale est la classe S1. Le tableau 9.8 fournit des modulations de classe structurale selon différents critères.

359


Tableau 9.8 : Modulations de la classification structurale, annexe nationale à l’EC. Critère

Classe d’exposition X0

XC1

Durée d’utilisation de projet de 100 ans

Classe de résistance (1)

Nature du liant

Enrobage compact (2)

XC2/XC3

XC4

XD1/XS1 XD2/XS2

XD3 /XS3

100 ans : majoration de 2 classes 25 ans et moins : minoration d’1 classe ≥ C30/37 minoration de 1 classe ≥ C50/60 minoration de 2 classes

≥ C55/67 minoration de 2 classes

≥ C35/45 minoration de 1 classe






≥ C40/50 à ≥ C35/45 à ≥ C35/45 à base de CEM I base de CEM I base de CEM I sans cendres sans cendres sans cendres volantes : volantes : volantes : minoration minoration minoration de 1classe de 1classe de 1 classe minoration de 1 classe

(1) Par souci de simplicité, la classe de résistance joue ici le rôle d’un indicateur de durabilité. Il peut être judicieux d’adopter, sur la base d’indicateurs de durabilité plus fondamentaux et des valeurs de seuil associées, une justification spécifique de la classe structurale adoptée, en se référant utilement au guide AFGC Conception des bétons pour une durée de vie donnée des ouvrages, ou à des documents normatifs reposant sur les mêmes principes. (2) Ce critère s’applique dans les éléments pour lesquels une bonne compacité des enrobages peut être garantie : – face coffrée des éléments plans (assimilables à des dalles, éventuellement nervurées), coulés horizontalement sur coffrages industriels ; – éléments préfabriqués industriellement : éléments extrudés ou filés, ou faces coffrées des éléments coulés dans des coffrages métalliques ; – sous face des dalles de pont, éventuellement nervurées, sous réserve de l’accessibilité du fond de coffrage aux dispositifs de vibration.

Le plus grand changement entre le BAEL 99 et l’Eurocode 2 concerne la limitation de la fissuration. De manière similaire, à l’état limite de service, la contrainte limite de traction est limitée à une valeur maximale (0,8fe dans le cas général) mais à cette valeur s’ajoutent des conditions spécifiques sur la limitation de la fissuration qui ne doit pas porter préjudice au bon fonctionnement, à la durabilité ou à l’aspect de l’ouvrage. L’EC2 permet aussi d’optimiser la valeur de l’enrobage en fonction de la classe de résistance du béton et de la durée de vie de l’ouvrage,

360


en considérant chaque partie d’ouvrage en fonction de la combinaison des classes d’expositions auxquelles elles sont soumises. L’Eurocode ne traite que de la fissuration fonctionnelle du béton armé due à des sollicitations de flexion, de traction, d’effort tranchant, de torsion et pas de celle consécutive à des retraits ou réactions chimiques expansives.

Une valeur limite d’ouverture de fissure wmax est admise selon la classe d’exposition de l’ouvrage (tableau 9.9) : Tableau 9.9 : valeurs recommandées de l’ouverture maximale de fissure du béton armé wmax(1) (mm). Éléments en béton armé et éléments Classe d’exposition en béton précontraint sans armatures adhérentes

Éléments en béton précontraint avec armatures adhérentes

Combinaison quasi-permanente des charges

Combinaison fréquente des charges

X0, XC1

0,4 (2)

0,2 (2)

XC2, XC3, XC4

0,3 (3)

0,2

XD1, XD2, XD3, XS1,XS2, XS3

0,2

Décompression

(1) L’attention est attirée sur le fait que wmax est une valeur conventionnelle servant pour le calcul. (2) Sauf demande spécifique des Documents Particuliers du Marché, la maîtrise de la fissuration est supposée assurée par les dispositions constructives, le calcul de wmax n’est alors pas requis. (3) Dans le cas des bâtiments des catégories d’usage A à D (voir NF EN 1991-1-1), sauf demande spécifique des documents particuliers du marché, la maîtrise de la fissuration est supposée assurée par les dispositions constructives minimales, le calcul de wmax n’est alors pas requis.

En fonction de l’ouverture maximale de fissure recommandée, la norme NF EN 1992-1-1 permet de déterminer le diamètre des barres qui correspond à une contrainte donnée dans l’acier, et permet d’en déduire l’espacement maximal des barres.

8. DIAGNOSTIC DE LA CORROSION Le diagnostic de l’activité de corrosion des armatures dans le béton peut se décomposer en plusieurs niveaux d’objectifs [GUI 03] : – déceler l’activité de corrosion et évaluer son intensité ; – identifier l’origine de la corrosion : carbonatation, chlorures (internes ou externes) ; – évaluer l’étendue spatiale des désordres observés ou mesurés ; – prédire l’évolution probable dans le temps et dans l’espace ;

361


– estimer les risques sur la sécurité des ouvrages et des personnes ; – définir des actions de maintenance adaptées. De façon très générale, le risque et la cinétique de corrosion, le type de désordres, leur étendue spatiale et leur intensité sont liés à des facteurs assez clairement identifiés : – épaisseur du béton d’enrobage ; – qualité du béton d’enrobage qui constitue l’électrolyte du système électrochimique (propriétés de transfert, fissuration, état de carbonatation) ; – environnement et exposition de la structure aux facteurs pathogènes : dioxyde de carbone, chlorures, humidité, température. Les techniques d’investigations permettant de déceler et caractériser l’activité de corrosion des armatures sont diverses de par leurs principes physiques et les informations qu’elles fournissent. Il convient tout d’abord de noter que l’inspection visuelle constitue, pour des raisons évidentes, la technique la plus employée pour déceler l’activité de corrosion. Elle trouve cependant très vite ses limites dans la mesure où la pathologie doit être suffisamment avancée pour avoir généré des désordres observables à la surface de l’ouvrage (tâches de rouille, éclats, épaufrures). Dans certains cas, une délamination du béton d’enrobage, et donc une atteinte au fonctionnement normal du béton armé peut cependant se produire sans signes extérieurs visibles. La réalisation d’un diagnostic plus fin ou plus précoce nécessite de mettre en œuvre des techniques plus aptes à caractériser les processus électrochimiques mis en jeu ou à déceler un endommagement en profondeur. On s’attachera ci-après à décrire les techniques du potentiel d’électrode, de la résistivité électrique et de la résistance de polarisation, qui font l’objet de recommandations Rilem [ELS 03, POL 00, AND 04]. Des techniques et approches d’investigations complémentaires seront également présentées. Les outils et démarches de diagnostic en génie civil sont par ailleurs amplement détaillés dans [GUI 05]. L’opportunité des investigations in situ est évaluée selon divers facteurs tels que l’importance de la structure et son accessibilité ; la nature, la gravité et l’intensité des phénomènes ; les délais et les coûts.

8.1. Mesures du potentiel d’électrode Parmi les méthodes électrochimiques d’évaluation du risque de corrosion des armatures dans le béton, les mesures de potentiel d’électrode sont les plus simples et les plus utilisées de par leur caractère non destructif, leur coût et leur simplicité de mise en œuvre in situ. La mesure du potentiel d’électrode à la surface d’un élément en béton armé fournit une information qualitative sur le risque de corrosion

362


associé à l’armature située à proximité de la sonde. La valeur du potentiel mesuré par rapport à une électrode de référence permet en théorie de statuer sur l’état actif ou passif de l’armature. Par définition, une zone anodique (dissolution du métal) se caractérise par un potentiel plus faible qu’une zone cathodique (métal protégé). Sur la figure 9.27 le potentiel mesuré correspond à la valeur de l’équipotentielle qui intercepte la surface au niveau de l’électrode de référence. On note ainsi que, selon la résistivité (fonction de l’état de saturation) et l’épaisseur du béton d’enrobage, la valeur mesurée en surface peut être sensiblement différente de la valeur du potentiel à l’interface entre l’acier et béton (effet de chute ohmique). Les valeurs de potentiel sont avant tout liées à l’électrode de référence utilisée qui doit toujours être spécifiée. L’électrode cuivre/sulfate de cuivre (ESC) est très généralement utilisée sur site du fait de sa robustesse. Le potentiel est également influencé par les conditions de corrosion (localisée ou généralisée) et la disponibilité en oxygène. Électrode de référence (Calomel (ECS) ou Cu/CuSO4 (ESC)) Lignes de courant

Voltmètre

Lignes de potentiel – 200 mV

Ecorr

V Éponge

– 300 mV

– 200 mV Béton

– 400 – 500

Armature passive

Zone de corrosion locale : – 700 mV (anode)

Figure 9.27 : mesure du potentiel d’électrode le long d’une armature, d’après [ELS 03]. La mesure du potentiel d’une armature nécessite de relier électriquement l’armature, un millivoltmètre à haute impédance et l’électrode de référence. Il est aussi nécessaire de soigner le couplage électrique entre le béton et l’électrode au moyen d’une éponge humide. Les zones à fort risque de corrosion sont matérialisées par les plus basses valeurs de potentiel (de l’ordre de – 300 mV dans le cas du schéma ci-dessus).

Le tableau 9.10 donne quelques ordres de grandeur des valeurs rencontrées selon l’environnement dans le cas de la corrosion uniforme [ELS 03] :

363


Tableau 9.10 : variation du potentiel des armatures selon l’environnement, d’après [ELS 03]. Valeurs typiques de potentiel des aciers dans du béton (V ESC) Béton saturé sans oxygène

– 0,9 … – 1,0 V

Béton humide en présence de chlorures

– 0,4 … – 0,6 V

Béton humide sans chlorure (béton sain)

+ 0,1 … – 0,2 V

Béton humide carbonaté

+ 0,1 … – 0,4 V

Béton sec carbonaté

+ 0,2 … 0 V

Béton sec

+ 0,2 … 0 V

On note que, par rapport à un béton humide sain (+ 0,1 à – 0,2 V/ESC), la présence de chlorures a tendance à diminuer fortement le potentiel (– 0,4 à – 0,6 V/ESC). La carbonatation conduit également, mais dans une moindre mesure, à une diminution de la valeur du potentiel (+ 0,1 à – 0,4 V/ESC). L’état d’humidité du béton d’enrobage influence aussi considérablement les valeurs de potentiel. Ainsi, les cycles d’humidification/séchage résultant par exemple d’une exposition aux intempéries peuvent rendre délicate l’interprétation d’un relevé de potentiel. Néanmoins, si cette influence modifie la valeur du potentiel, les gradients ne sont pas affectés. Ainsi, une recommandation récente préconise de représenter les gradients et non les valeurs brutes du potentiel pour déterminer les zones à risque de corrosion maximal (potentiels les plus électronégatifs) [ELS 03]. La norme américaine ASTM C876-91 quantifie la probabilité de corrosion (tableau 9.11) en fonction des niveaux de potentiel mesurés [AST 99]. Cependant, il peut être hasardeux d’appliquer ces critères sans discernement, car les valeurs de potentiels sont difficilement exploitables de manière absolue. C’est pourquoi il est vivement conseillé de coupler les mesures de potentiel avec des essais supplémentaires (teneur en ions chlorure, profondeur de carbonatation, relevés de zones de délamination et d’humidité du béton…) afin de mieux cerner le contexte de corrosion. La figure 9.28 présente les résultats d’une campagne expérimentale réalisée sur un corpus de 6 ouvrages réels [ELS 03]. Dans cet exemple, les seuils de potentiel relatifs aux 3 niveaux de risque définis par la norme américaine ont été évalués expérimentalement sur chaque ouvrage. On peut noter une grande disparité des seuils de potentiels d’un ouvrage à l’autre, montrant ainsi les limites de l’interprétation du potentiel en termes de valeur absolue.

364


Tableau 9.11 : probabilité de corrosion en fonction du potentiel, selon ASTM C876-91 [AST 99]. Probabilité de corrosion (%)

Potentiel d’électrode ESC (V)

< 10

E > – 0,20

50 (incertaine)

– 0,35 < E < – 0,20

> 90

E < – 0,35

4

Potentiel (volt vs Cu/CuSO )

0 – 0,1 – 0,2 – 0,3 – 0,4 – 0,5 – 0,6

1

2

3

4

5

6

7

Zone passive (Prob. > 95 %) Zone intermédiaire Zone corrodée (Prob. > 95 %)

Figure 9.28 : mise en évidence expérimentale sur différents ponts (1 à 6) des variations de seuils de potentiel relatifs aux 3 niveaux de risque ASTM et comparaison avec les seuils ASTM (7) [ELS 03]. Les seuils de potentiel établis par la norme ASTM C876-91, définissant les zones à probabilité faible ou forte de corrosion ne sont qu’indicatifs et, même s’ils permettent de définir des tendances généralement observées, ils ne permettent pas de garantir, sur la simple mesure de potentiel, une corrosion avérée ou non.

8.2. Mesure de la résistivité électrique du béton La mesure de la résistivité électrique du béton permet d’évaluer le contexte électrolytique dans lequel est plongée l’armature. Un béton de faible résistivité électrique constitue un électrolyte favorable à la corrosion, alors qu’un béton très résistif s’oppose à l’établissement des courants ioniques et limite ainsi la cinétique de la corrosion. L’information véhiculée par la résistivité électrique est qualitative et ne permet de statuer que sur un risque de corrosion (tableau 9.12). La mesure de la résistivité électrique peut-être réalisée au moyen de divers dispositifs expérimentaux [POL 00]. Selon le dispositif, elle peut être sensible à la présence d’armatures proches de la surface qui font chuter fortement la résistivité apparente. Dans ce cas, il convient de réaliser la mesure le plus loin possible des armatures.

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Tableau 9.12 : valeurs indicatives de résistivité et des risques associés [AND 04]. Résistivité du béton (kΩ.cm)

Risque de corrosion

> 100 50 - 100 10 - 50 < 10

Négligeable Faible Modéré Fort

La résistivité électrique est influencée par la teneur en eau du béton mais également par la porosité et la composition de la solution interstitielle (présence de sels). Cette mesure devrait être mise en œuvre systématiquement en complément des mesures de potentiel afin d’affiner le diagnostic de la corrosion. Le couplage de ces deux techniques se révèle intéressant puisqu’il permet d’accéder à une information qualitative sur la cinétique de corrosion, de larges gradients de potentiel associés à de faibles résistivités pouvant en effet être associés à de fortes vitesses de corrosion.

8.3. Mesure de la résistance de polarisation La technique de la résistance de polarisation vise à mesurer la densité de courant de corrosion anodique et, par conséquent, la vitesse de corrosion de l’acier à un instant donné de la vie de l’élément testé. Cette technique se positionne donc comme la seule à être en mesure de fournir une information quantitative sur la cinétique du processus électrochimique. Cette méthode est basée sur la linéarité des courbes intensité (I)/potentiel (E) au voisinage du potentiel « libre » (ou « spontané »). La pente de la droite ΔE/ΔI exprime la résistance de polarisation Rp (Ω.cm²) qui est reliée à la densité de courant de corrosion icorr selon la relation de Stern-Geary [STE 57] : Bi corr = ----Rp où B est une constante (exprimée en mV). Malgré certaines contraintes théoriques et expérimentales (polarisation, confinement du champ électrique, humidité suffisante, contact électrique), en mesurant Rp périodiquement, il est possible de contrôler l’évolution du processus de corrosion, d’identifier les zones de corrosion active et d’utiliser les résultats pour prédire la durée de vie résiduelle de la structure. Le benchmark des poutres de la Rance portant sur des corps d’épreuve de plus de 40 ans stockés en zone de marnage [POU 06] a cependant montré des disparités importantes entre les dispositifs expérimentaux testés (de laboratoires ou commerciaux). De même, il faut garder à l’esprit que ces mesures traduisent un état

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instantané d’activité qui évolue durant la vie de l’ouvrage. Lors du benchmark, les zones les plus corrodées après dépose du béton ne correspondaient pas forcément aux zones de fort courant de corrosion. De même, il n’existe pas de lien direct entre mesure de potentiel et courant de corrosion mais le croisement des différentes techniques permet de mieux cibler les zones à risque. Des recommandations récentes de la Rilem [AND 04] donnent des valeurs indicatives de courant de corrosion ainsi que les risques associés (tableau 9.13) : Tableau 9.13 : valeurs indicatives de courant et vitesse de corrosion (icorr et Vcorr) et des risques associés [AND 04]. icorr (µA/cm2)

Vcorr (mm/an)

Risque de corrosion

< 0,1 0,1-0,5 0,5-1 >1

< 0,001 0,001-0,005 0,005-0,010 > 0,010

Négligeable Faible Modéré Fort

8.4. Analyses complémentaires Afin d’appuyer ou d’orienter les techniques électrochimiques présentées plus haut, il est systématiquement nécessaire de recourir à des analyses complémentaires visant à collecter des informations variées [GUI 05]. Les dispositifs de caractérisation géométrique des armatures (positionnement, profondeur, diamètre) contribuent fortement à la démarche d’investigation. Il s’agit habituellement d’appareils électromagnétiques (pachomètre, radar). Les performances de ces outils varient en fonction notamment de la technique utilisée et de la densité de ferraillage. Ces méthodes ne font pas l’objet d’une norme à l’heure actuelle, mais un guide de bonne pratique est récemment paru [GUI 05]. La connaissance de la position des aciers permet par exemple de positionner correctement les sondes de mesures de résistivité (le plus loin possible des armatures) ou les sondes de mesure de Rp (au droit des armatures). Par ailleurs, l’évaluation de l’épaisseur d’enrobage (cartographie, moyenne) contribue également à cerner le risque de corrosion. Enfin, du fait de sa sensibilité aux contrastes physiques dans les structures en béton (humidité, chlorures), le radar peut révéler des zones à risque de corrosion et ainsi orienter les techniques électrochimiques plus efficaces mais plus coûteuses en termes de temps de mise en œuvre in situ [GUI 05]. Un tel couplage de techniques permet ainsi d’accroître le rendement et d’envisager des investigations à l’échelle de la structure. Il est également nécessaire de collecter des informations relatives à la qualité du béton d’enrobage qui constitue la barrière physique aux agents agressifs. Ces in-

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formations sont généralement issues de prélèvements analysés en laboratoire [GUI 03] : – analyse chimique globale : type et teneur en ciment ; – dosage des chlorures libres et totaux ; – dosage des sulfates ; – caractérisation minéralogique : microscopie optique, diffraction des rayons X ; – mesures de porosité à l’eau (ou éventuellement mercure) et perméabilité ; – mesures de diffusivité des chlorures et d’absorption capillaire ; – essais de résistance mécanique. Les zones de prélèvement permettent de plus de mesurer la profondeur de béton carbonaté à l’aide d’une solution de phénolphtaléïne. Enfin, il est possible d’évaluer les propriétés de transfert du béton in situ, et notamment sa perméabilité et sa diffusivité qui influencent la période d’incubation de la corrosion. Une mesure de perméabilité de surface permet de révéler des anomalies mais est difficile à réaliser sur site car fonction de l’humidité du béton. Comme il n’existe pas de norme pour la mesure sur site à l’heure actuelle, ces mesures restent essentiellement indicatives.

9. PRÉVENTION ET RÉHABILITATION 9.1. Prévention. Mesures constructives Pour se prémunir des problèmes liés à la corrosion, il est possible d’utiliser des armatures en acier inoxydable. Le coût d’investissement initial est plus élevé que celui des armatures classiques, mais il faut considérer le coût global de la structure en incluant les actions de maintenance sur toute la durée de vie. Dès lors, les différences sont moindres et le choix de l’inox peut s’avérer économique. Le développement d’armatures en matériaux composites (fibres de verre) est également en cours mais pas encore en phase opérationnelle à grande échelle. La conception générale d’un ouvrage n’est pas non plus sans influence sur la durabilité générale du béton. Un certain nombre de règles de l’art simples doivent être respectées afin de réduire au maximum les effets de la corrosion [DUV 92]. • En premier lieu, l’ouvrage doit être dimensionné de telle sorte que les charges ne donnent lieu au cours du temps qu’à des déformations acceptables de façon à éviter l’apparition de fissures macroscopiques préjudiciables à sa durabilité. Il apparaît ainsi que la carbonatation et la pénétration des chlorures sont plus importantes dans les zones tendues des éléments de structure que dans les zones comprimées [FRA 88]. C’est pourquoi la répartition des armatures doit être étudiée de façon à minimiser la formation éventuelle de fissures : tout ce qui contribue à réduire la concentration des contraintes a un impact favorable sur la pénétration des agents agressifs.

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• Au niveau des aspects géométriques des ouvrages, les éléments aux formes simples assorties de dimensions suffisantes permettent un positionnement et un enrobage correct des armatures. On évitera les structures trop minces où la pénétration des agents agressifs s’effectue suivant deux directions opposées. Une attention particulière est à porter aux angles dans la mesure où l’attaque suivant deux directions perpendiculaires peut décoller prématurément le béton d’enrobage (figure 9.29).

Armatures

Figure 9.29 : effets de la corrosion au niveau des angles des constructions. Pour éviter ce décollement du béton d’enrobage, on dispose des armatures transversales.

Pl ui

uie

Pl

e

• Au niveau des détails des dispositions de construction, un grand soin doit être apporté aux parties de l’ouvrage les plus exposées aux intempéries. Un principe simple doit pouvoir s’appliquer : éviter la présence d’eau stagnante et le cheminement préférentiel des eaux de ruissellement. Les surfaces horizontales en béton sont particulièrement concernées et une simple pente suffit généralement à résoudre les problèmes (figure 9.30).

Figure 9.30 : dispositions constructives permettant d’éviter la stagnation d’eau.

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Ainsi les ponts, les aires de stationnement, les routes, les balcons et terrasses doivent être conçus de façon à d’éviter la stagnation d’eau. Cependant les zones les plus exposées des surfaces horizontales soumises à une humidité fréquente, à des éclaboussements répétés avec des sels en ambiance hivernale sont à traiter de façon spécifique et nécessitent souvent un revêtement imperméable.

9.2. Requalification des ouvrages en béton armé Si, comme nous l’avons vu, les ruines d’ouvrages directement liées à la corrosion sont rares, il faut garder à l’esprit que, selon le degré d’avancement des réactions, la structure atteinte perd une partie de sa capacité portante. Il est donc essentiel de garder à l’esprit le respect de la sécurité de l’ouvrage en service. Si la perte de section des armatures est manifeste, il est nécessaire de réévaluer la capacité portante de l’ouvrage par un calcul mécanique. L’estimation de la section n’est toutefois pas toujours aisée car elle ne peut se faire que de manière discrète par l’intermédiaire de sondages, et il est parfois difficile de remonter à des moyennes statistiques. Si la perte de section est supérieure à 10 %, il convient de renforcer les armatures [GUI 03]. L’apport de nouvelles armatures peut se faire dans la masse, après démolition des zones atteintes et reconstitution du béton, soit par un apport externe enrobé dans un béton projeté connecté à la structure, soit par des armatures additionnelles collées sous forme de plaque de tôles ou de tissus de fibres de carbone. La corrosion entraîne également une perte d’adhérence qui nécessite la dépose du béton dégradé puis la reconstitution de l’enrobage. Il est à noter que cette opération libère totalement les ancrages des barres. Il faut généralement étayer l’ouvrage pour ce type d’opération car le risque de modification du comportement et de mauvais fonctionnement des matériaux en tant que béton armé, peut alors être important. Si les aciers sont la partie dégradée la plus naturelle quand on parle de corrosion, il ne faut pas négliger la diminution de la section efficace de béton qui joue un rôle dans le fonctionnement du béton armé notamment en compression. Comme pour les problèmes d’adhérence, il faut s’assurer du bon fonctionnement des matériaux acier et béton ce qui peut nécessiter un étayement. Les produits de réparation doivent être compatibles avec les matériaux en place et assurer une adhérence suffisante à défaut de quoi le comportement mécanique initial ne sera pas restauré.

9.3. Méthodes de réhabilitation L’objectif de ce paragraphe n’est pas de recenser de manière exhaustive toutes les techniques existantes mais plutôt de passer en revue les grandes familles de méthodes. Des informations plus précises concernant le domaine d’action, la mise en

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œuvre ou les limites et précautions d’emplois sont données dans les tableaux 9.14 à 9.21. Pour des informations plus détaillées, le lecteur pourra consulter le guide AFGC Réhabilitation du béton armé dégradé par la corrosion [GUI 03]. Les différentes méthodes de réhabilitation des ouvrages en béton armé concernent: • la reconstitution de l’enrobage. Elle permet de réparer et d’arrêter la progression des dégradations d’un parement. Après élimination des zones dégradées, remplacement des armatures trop corrodées et protection directe des armatures si l’enrobage reconstitué est trop faible par rapport aux normes actuelles, un béton de réfection est appliqué. Celui-ci devra montrer une bonne adhérence avec les matériaux en place ; • l’imprégnation. Les produits appliqués par imprégnation sont des consolidants (consolidation locale et peu profonde d’une zone faiblement altérée) ou des hydrofuges (constitution d’une barrière interne vis-à-vis de l’eau liquide mais pas de la vapeur d’eau, ce n’est donc pas un imperméabilisant). Ces produits n’ont pas d’action directe sur la corrosion mais sont des traitements complémentaires ; • les inhibiteurs de corrosion, composés chimiques ajoutés en faible concentration au milieu cimentaire ralentissant, ou stoppant, le processus de corrosion. Ces produits ont pour fonction de pénétrer l’enrobage du béton, d’abaisser la vitesse de corrosion de l’acier sans altérer ce dernier. Ils doivent être stables et compatibles avec le milieu cimentaire et ne pas être toxiques. On distingue les inhibiteurs anodiques (diminution du courant sur la partie anodique du métal), les inhibiteurs cathodiques (augmentation de la surtension cathodique) et les inhibiteurs mixtes. Actuellement, l’efficacité de ces produits est de l’ordre d’une dizaine d’années ; • les revêtements de surface. La mise en peinture des ouvrages a pour objectif d’améliorer l’esthétique, de contribuer à la protection du béton (l’amélioration de l’imperméabilité du support ralentit la pénétration de l’humidité, de la vapeur d’eau et des agents agresseurs) et à la correction des défauts de surface (porosité, fissures). Les ouvrages concernés sont les bâtiments, les tunnels, les murs de soutènement, les écrans acoustiques et certains ponts. Un critère important de tenue dans le temps est la bonne adhérence au support ; • le béton projeté, mélange de granulats, de ciment et d’eau, contenant parfois des ajouts, projeté sous pression d’air comprimé sur une paroi. Il existe deux techniques de projection : la voie sèche (eau introduite au niveau de la lance) et la voie humide (eau introduite au malaxage du béton). Les ajouts peuvent être à la fois : – des adjuvants, qui confèrent des propriétés spécifiques à la mise en œuvre (fluidité, résistance initiale),

371


– des fibres, qui selon leur type et dosage permettent une meilleure cohésion, des effets de retrait réduits, une amélioration possible des caractéristiques mécaniques, – des fumées de silice qui améliorent l’aptitude à la projection (meilleure accroche) ainsi que la durabilité (béton moins poreux) ; • les traitements électrochimiques. Il en existe deux types : – la ré-alcalinisation et l’extraction des chlorures. Ces traitements consistent à polariser l’armature à l’aide d’une anode enrobée d’une pâte saturée d’un électrolyte approprié et recouvrant le parement. Le courant de polarisation circule de l’anode vers l’armature (cathode). Les armatures plus profondes doivent être reliées électriquement à celle qui est directement polarisée. Ces traitements durent environ de une à six semaines et sont temporaires. On distingue la technique suivant laquelle un générateur électrique (technique du courant imposé) est placé entre l’anode et l’armature et la technique suivant laquelle l’anode, en alliage judicieusement choisi, est directement reliée à l’armature (courant galvanique). L’objectif de ces méthodes est de redonner au béton d’enrobage sa capacité à protéger les armatures. La réalcalinisation permet d’augmenter le pH d’un béton qui a été carbonaté ; la déchloruration permet d’extraire les ions chlorure qui ont pénétré l’enrobage, – la protection cathodique. La protection cathodique des armatures permet de ralentir, voire d’arrêter la corrosion. Elle consiste à abaisser le potentiel électrochimique de l’armature jusqu’à une valeur seuil, dite potentiel de protection, qui est telle que la vitesse de corrosion de l’acier devient négligeable. Le principe de la protection cathodique consiste à polariser l’armature dans le béton à l’aide d’une anode placée de façon permanente sur le parement, ou parfois dans l’enrobage. Le courant de polarisation, qui circule de l’anode vers l’armature, se situe entre 2 et 50 mA/m2 de surface d’armature. Il existe deux techniques de protection cathodique : – par courant imposé : un générateur électrique est placé entre l’anode et l’armature, – par anode sacrificielle (courant galvanique) : l’anode, en alliage correctement sélectionné, est directement reliée à l’armature. Une installation de protection cathodique est efficace tant que les éléments les moins durables que sont les électrodes de références et l’anode, sont fonctionnels. Ces éléments sont facilement remplaçables et, dans le cas d’une électrode de titane, la durée de vie peut atteindre 20 ans. Ce survol rapide des différentes méthodes de réparation et de protection montre qu’il existe aujourd’hui un large éventail de techniques permettant de prolonger

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la durée de vie des ouvrages dégradés. Le choix de la technique repose sur des aspects technico-économiques liés à la structure et nécessite une étude au cas par cas de manière à optimiser les coûts. Tableau 9.14 : reconstitution de l’enrobage. Domaine d’action

Restauration de l’apparence du parement

Mise en œuvre

Enlèvement béton dégradé, remplacement d’armatures de préférence par des armatures inox), protection éventuelle

Limites et précautions d’emploi

Attention au risque de déséquilibre de la structure

Efficacité, contrôle, durée

Contrôle des renforcements

Effets secondaires, incidences sur l’ouvrage

Risque de récidive si la partie corrodée n’est pas parfaitement enlevée. Effets cathodiques adjacents

Tableau 9.15 : béton projeté. Domaine d’action

Réparations, renforcements structurels

Mise en œuvre

Projection sur la paroi par air comprimé (voie sèche ou humide)


Respect de la composition et des épaisseurs des couches


Contrôle d’adhérence


Surcharges de la structure

Tableau 9.16 : hydrofuges de surface. Domaine d’action

Action hydrophobe sur le parement

Mise en œuvre

Application par rouleau ou pulvérisateur


Emploi lors d’une altération due à l’eau liquide provenant de l’atmosphère (inadéquat pour les surfaces horizontales)


Contrôle par l’essai perlant


Risque d’incompatibilité entre hydrofuges et produits de traitement

Tableau 9.17 : inhibiteurs de corrosion. Domaine d’action

Ralentissement du processus de corrosion des armatures

Mise en œuvre

Pulvérisation à la surface du béton ou application directe (gel) sur la surface ou l’acier


Incompatibilité avec hydrofuges et effets limités si teneur en chlorures trop élevée


Efficacité fonction du type et de la quantité de produit disponible au niveau des aciers. Contrôle par mesure de potentiel


Risque d’efflorescences par réactions avec le béton

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Tableau 9.18 : peintures, lasures et autres revêtements. Domaine d’action

Action esthétique et protectrice du parement de béton

Mise en œuvre

Application en plusieurs couches sur support de bonne qualité


Protection superficielle, non curative dépendant de l’état du support


Efficacité liée à la qualité de l’adhérence support/revêtement


Incompatibilité avec certains traitements du béton. Sensibilité aux UV

Tableau 9.19 : enduits pour le bâtiment. Domaine d’action

Amélioration esthétique et correction des irrégularités (porosité, fissures) de la surface de béton

Mise en œuvre

Selon produit


Protection superficielle non curative


Efficacité fonction de l’adhérence support-revêtement. Risque des cloquage, craquelage, écaillage


Risque d’efflorescences par réactions avec le béton

Tableau 9.20 : traitements électrochimiques : ré-alcalinisation, extraction chlorures. Domaine d’action

Ré-alcalinisation des bétons carbonatés Extraction des chlorures pour les bétons pollués par les chlorures

Mise en œuvre

Polarisation des armatures par électrode placée sur le parement et enrobée d’une pâte saturée d’un électrolyte Durée : quelques semaines

Continuité électrique des armatures Limites et précautions d’emploi Béton non susceptible à l’alcali-réaction Incompatibilité avec les armatures revêtues et les revêtements Efficacité, contrôle, durée

Vérification du pH (ré-alcalinisation) ou teneur en chlorures (déchloruration) Traitement à renouveler à terme


Déséquilibre de la solution interstitielle du béton Risque d’efflorescences

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Tableau 9.21 : traitements électrochimiques : protection cathodique. Domaine d’action

Protection des aciers par abaissement de leur potentiel électrochimique

Mise en œuvre

Polarisation des aciers à l’aide d’une électrode placée de façon permanente sur le parement ou dans l’enrobage


Continuité électrique des armatures Réparation éventuelle de la surface Béton non susceptible à l’alcali-réaction Incompatibilité avec les armatures revêtues et les revêtements imperméabilisants


Efficacité si potentiel de l’acier maintenu à la valeur exigée Remplacement des électrodes de référence


Déséquilibre de la solution interstitielle du béton Risque de fragilisation dans le cas des aciers de précontrainte Modification de l’apparence du parement Suivi électrique indispensable durant la durée de vie de l’ouvrage

10. CONCLUSION L’examen des ouvrages affectés par une détérioration du béton d’enrobage recouvrant les armatures révèle que les dommages résultent presque toujours d’une épaisseur d’enrobage trop mince et/ou d’un béton défectueux, poreux et peu résistant. La corrosion des armatures du béton armé est aujourd’hui la pathologie qui coûte le plus cher à la collectivité. Les paramètres dégagés lors des observations et des études montrent que la durabilité des armatures passe en premier lieu par la réalisation d’un béton compact et d’une épaisseur d’enrobage adaptée. Les bétons préparés avec des additions minérales (laitiers de haut-fourneau, cendres volantes, fumées de silice, fillers) limitent en général la diffusion des ions chlorure. Les approches modernes ne se basent plus uniquement sur la simple résistance à la compression comme indicateur de durabilité mais sur des approches où les caractéristiques du matériau sont définies en fonction d’une durée de vie visée dans un environnement donné (normes Eurocodes, approche performantielle). Les progrès réalisés dans la modélisation numérique et la prise en compte des incertitudes, dans les approches fiabilistes notamment, permettent de calculer des durées de vie par rapport à des états limites donnés (initiation de la corrosion, perte d’un pourcentage de section d’acier). La requalification mécanique de l’ouvrage permet alors de définir la maintenance adéquate (réparation, confortement, remplacement). Afin d’éviter des interventions lourdes, il est toujours préférable d’identifier les désordres le plus tôt possible par des inspections ciblées.

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385

CHAPITRE 10

La durabilité des bétons en ambiance hivernale rigoureuse R. GAGNÉ, L. LINGER

Résumé L’ambiance hivernale rigoureuse n’est pas spécifiquement définie dans les principaux documents normatifs et techniques internationaux. Dans le cadre de cet ouvrage, l’ambiance hivernale rigoureuse correspond à un environnement de gel sévère où le béton est exposé à des conditions de saturation forte ou modérée avec ou sans exposition aux sels de déverglaçage. La durabilité des bétons en ambiance hivernale rigoureuse dépend des caractéristiques physico-chimiques du matériau et de la sévérité de l’exposition au gel (température minimale, saturation en eau, fréquence des épandages de sels fondants). L’action des cycles de gel-dégel peut produire deux types de détérioration du béton : la fissuration interne et l’écaillage des surfaces en présence de sels fondants. Ces deux types de détérioration ont pour origine des processus différents et ne surviennent pas nécessairement en même temps. La mise en relation des propriétés thermodynamiques de la phase liquide, des propriétés de la structure poreuse de la pâte de ciment hydraté et des caractéristiques de l’exposition environnementale ont conduit au développement de modèles plus ou moins détaillés permettant d’expliquer, de prévoir et de quantifier l’endommagement des bétons soumis aux cycles de geldégel. Les résultats de très nombreuses expérimentations en laboratoire et d’étu-

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des du comportement du béton in situ ont permis de comprendre l’influence des paramètres de composition du béton sur sa durabilité au gel, dont notamment le rôle clé des caractéristiques du réseau de bulles d’air entraîné. Toutes ces connaissances sont à la base du développement de méthodes d’essais, de recommandations techniques et d’exigences normatives permettant de construire des structures en béton durables en ambiance hivernale rigoureuse.

Mots-clés BÉTON, GEL-DÉGEL, ÉCAILLAGE, FISSURATION INTERNE, SELS FONDANTS, BULLES D’AIR, ADDITIONS MINÉRALES, AIR ENTRAÎNÉ, GLACE, PRESSION HYDRAULIQUE, PRESSION OSMOTIQUE, NORMES.

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La durabilité des bétons en ambiance hivernale rigoureuse

1. INTRODUCTION Les gestionnaires d’ouvrages sont souvent confrontés aux conséquences, quelquefois très pénalisantes, des cycles gel-dégel sur la durabilité du béton. Les structures construites dans des régions froides ou en altitude sont évidemment les plus exposées, mais l’utilisation de plus en plus intensive et systématique de sels de déverglaçage en préventif dans les réseaux structurants nécessite de prendre des précautions adaptées pour les régions classées en gel modéré. Il est donc fondamental de définir le plus précisément possible cette agression climatique afin de la prendre en compte dans le dimensionnement des ouvrages. La sévérité de l’exposition au gel est fonction de certaines caractéristiques climatiques et géographiques. De nombreux pays nordiques ont développé des documents normatifs et des guides techniques qui définissent la sévérité de l’exposition au gel en fonction, notamment, du nombre de cycles de gel-dégel annuel, de la température minimale atteinte, de l’altitude et de la fréquence de l’épandage de sels de déverglaçage (norme française NF EN 206-1, norme canadienne CSA A23.1). Par exemple, la norme NF EN 206-1 définit trois classes d’environnement de gel (faible, modéré et sévère) sur la base des températures moyennes annuelles (voir la carte de la zone de gel en France au paragraphe 5.2.1, figure 10.43). Un environnement de gel faible ne comporte pas plus de deux jours ayant atteint une température inférieure à – 5 °C. Un environnement de gel sévère comporte plus de dix jours ayant atteint une température inférieure à – 10 °C. L’environnement de gel modéré est une condition intermédiaire entre les niveaux faible et sévère. En plus des températures minimales atteintes, la sévérité du gel dépend aussi de la condition de saturation du béton et de la fréquence des épandages de sels de déverglaçage [LCP 03]. Les conditions de forte saturation sont plus agressives (surfaces horizontales de béton exposées à la pluie et au gel, surfaces verticales exposées au gel et directement exposées aux projections humides), en comparaison avec les conditions de saturation modérées (surfaces verticales de béton exposées à la pluie ou au gel). Le salage est considéré très fréquent lorsque le nombre n de jours de salage est supérieur ou égal à 30 ; il est modéré lorsque n est compris entre 10 et 30; il est faible lorsque n est inférieur à 10. L’ambiance hivernale rigoureuse n’est pas spécifiquement définie dans les principaux documents normatifs et techniques internationaux. Dans le cadre de cet ouvrage, l’ambiance hivernale rigoureuse correspond à un environnement de gel sévère où le béton est exposé à des conditions de saturation forte ou modérée avec ou sans exposition aux sels de déverglaçage. Ce présent chapitre s’attache à dresser un état de l’art des connaissances actuelles sur le sujet et proposer des recommandations pour la réalisation de bétons durables au gel. Les mécanismes fondamentaux responsables des dégradations asso-

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ciées aux cycles de gel-dégel sont décrits en mettant en évidence l’influence des différents paramètres impliqués dans la fissuration interne et l’écaillage de surface, associée à l’utilisation des sels de déverglaçage. Une seconde partie s’attache à analyser l’entraînement d’air dans les bétons qui reste globalement la meilleure parade pour formuler des bétons résistants aux cycles de gel-dégel sévères et à l’écaillage. L’aspect normatif est ensuite abordé en mettant l’accent sur les textes européens et français, mais également canadiens.

2. LES DEUX PRINCIPAUX TYPES DE DÉGRADATIONS ASSOCIÉS AUX CYCLES DE GEL-DÉGEL L’action des cycles de gel-dégel peut produire deux types de détériorations du béton : 1) la fissuration interne et 2) l’écaillage des surfaces en présence de sels fondants. Ces deux types de détérioration ont pour origine des processus différents et ne surviennent pas nécessairement en même temps lorsque le béton est exposé aux cycles de gel-dégel.

2.1. Fissuration interne La fissuration interne peut se propager dans toute la masse d’un béton saturé, mal conçu et exposé à de nombreux cycles de gel-dégel. Au niveau microscopique, cette dégradation se manifeste par une intense microfissuration de la pâte de ciment. La microfissuration contribue notamment à affaiblir et désolidariser les liens pâte/granulat [VER 86]. Pigeon et Regourd [PIG 86] ont montré que les CS-H1 sont stables aux cycles de gel-dégel. Cependant, la portlandite et les sulfoaluminates sont partiellement dissous et recristallisent dans les vides emplis d’air (voir § 3.1.2). À un stade très avancé, l’attaque par les cycles de gel-dégel engendre la dissolution de la portlandite, la croissance d’hydrates secondaires fibreux et l’augmentation de la porosité capillaire, ce qui contribue à affaiblir énormément la cohésion du matériau [VER 86]. À l’échelle macroscopique, la fissuration interne engendre d’abord des fissures à la surface et au voisinage des arêtes des éléments de béton affectés. Les arêtes se désagrègent et s’arrondissent graduellement. La fissuration interne se manifeste ensuite par une intense dégradation de toutes les surfaces exposées. La profondeur de dégradation peut atteindre plusieurs centimètres. Les gros granulats sont facilement déchaussés. Le béton sévèrement attaqué perd toute sa cohésion et s’érode rapidement en libérant des fragments de pâte et tout son squelette granulaire (figure 10.1). La fissuration interne engendre une diminution de la résistance à la compression et une importante chute de la résistance à la traction et du module d’élasticité des 1. Hydrosilicate de calcium, C-S-H en notation cimentière (voir chapitre 2).

390


bétons [MAR 96, YAN 06]. Elle peut diminuer la performance du béton d’enrobage en augmentant sa perméabilité et en diminuant sa résistance à la pénétration des agents externes potentiellement agressifs. Parmi les deux principaux types d’attaque par le gel, la fissuration interne est relativement peu fréquente en raison des mécanismes d’attaque particuliers qui ne produisent des dommages significatifs que dans les bétons les plus sensibles aux effets des cycles de gel-dégel.

Figure 10.1 : aspect visuel typique d’un élément de béton sévèrement endommagé par la fissuration interne due à l’action des cycles de gel-dégel (photo R. Gagné).

2.2. Écaillage Comme son nom l’indique, l’écaillage des surfaces est un mode de dégradation qui n’affecte que les surfaces de béton exposées à un environnement externe comportant des cycles de gel-dégel et des sels fondants. En l’absence de sels fondants, l’écaillage du béton ne se produit pas. L’écaillage se manifeste par le détachement progressif de petits fragments ou de petites écailles de pâte ou de mortier dont l’épaisseur ne dépasse pas quelques millimètres. La surface d’un béton attaqué par l’écaillage n’est endommagée que sur quelques millimètres de profondeur (figure 10.2). Par conséquent, la problématique des surfaces de bétons qui s’écaillent est principalement d’ordre esthétique. Toutefois, dans les cas les plus sévères, les surfaces horizontales peuvent devenir raboteuses et très inégales, ce qui peut engendrer un inconfort pour les piétons. Un écaillage sévère peut aussi diminuer significativement l’épaisseur du béton d’enrobage La dégradation de la pâte de ciment et du mortier de surface contribue à exposer les gros granulats localisés tout juste sous la surface exposée aux sels fondants. L’aspect visuel de ce type de dégradation peut, à tort, suggérer que l’écaillage est essentiellement causé par l’utilisation de granulats de mauvaise qualité. Dans cer-

391


tains cas, les granulats peuvent effectivement jouer un rôle dans les mécanismes d’écaillage. Cependant, l’écaillage peut aussi se produire en présence de granulats d’excellente qualité. L’écaillage ne doit pas être confondu avec la délamination de surface. La délamination est principalement associée à la corrosion des aciers d’armature qui, en gonflant, forcent le détachement de gros fragments de béton d’enrobage de plusieurs centimètres d’épaisseur. Sous les climats nordiques rigoureux, l’écaillage se produit principalement à la surface des structures de béton associées aux réseaux de transport routier (ponts et viaducs, pavages en béton, trottoirs, etc.). En hiver, ces structures sont les plus fréquemment atteintes car elles sont souvent exposées à de grandes quantités de sels fondants utilisés pour le dégagement des voies de circulation. L’écaillage est parfois très localisé dans des zones de quelques m2 alors que les surfaces de béton avoisinantes sont en parfait état. Ce phénomène est généralement dû à la variabilité, au niveau local, des caractéristiques de surface du béton (porosité, réseau de bulles d’air, microfissuration) et des conditions d’exposition (saturation, niveau de contamination par les ions chlorure). L’écaillage des surfaces est le type de destruction par le gel le plus fréquent car les mécanismes spécifiques d’attaque sont relativement sévères. Sous des conditions d’exposition rigoureuses, l’écaillage peut endommager la surface de la plupart des bétons qui ne sont pas spécifiquement formulés et protégés contre ce type d’attaque.

Figure 10.2 : aspect visuel typique d’un élément de béton attaqué par l’écaillage en présence de sels fondants (photo R. Gagné).

L’écaillage des surfaces et la fissuration interne sont les deux principaux types de dégradations associés aux cycles de gel-dégel. Ces deux types de dégradations ne surviennent pas nécessairement en même temps lorsque le béton est exposé à des cycles de gel-dégel.

392


3. MÉCANISMES FONDAMENTAUX ET ÉTUDES DE LA DURABILITÉ AU GEL DES BÉTONS Au cours des cinquante dernières années, de nombreuses recherches ont permis de mieux comprendre les effets du gel et des cycles de gel-dégel sur les propriétés des bétons. Parmi ces travaux de recherche, plusieurs avaient pour objectif d’identifier les principaux phénomènes physico-chimiques, thermodynamiques et les interactions chimiques se produisant dans la structure poreuse des bétons exposés à des cycles de gel-dégel. La mise en relation des propriétés thermodynamiques de la phase liquide, des propriétés de la structure poreuse de la pâte de ciment hydraté et des caractéristiques de l’exposition environnementale ont conduit au développement de modèles plus ou moins détaillés permettant d’expliquer, de prévoir et de quantifier l’endommagement des bétons soumis aux cycles de gel-dégel. La connaissance de certains mécanismes fondamentaux à la base des modèles d’endommagement permet de mieux comprendre les règles de formulation et l’origine des exigences normatives applicables aux bétons exposés à une ambiance hivernale rigoureuse.

3.1. Détérioration par fissuration interne Même après de nombreuses années de recherche, on n’a pas encore développé de théorie satisfaisante qui permette d’expliquer et de modéliser complètement le comportement au gel du béton. Il existe néanmoins quelques modèles, plus ou moins détaillés, qui permettent d’expliquer une partie du phénomène, dont notamment le rôle protecteur des bulles d’air. Avant de décrire ces modèles, il importe de rappeler quelques caractéristiques microstructurales et physico-chimiques de la pâte de ciment hydraté : – le béton est un matériau multiphasique, où une pâte de ciment hydraté, poreuse et vieillissante, lie les granulats. Le comportement au gel du matériau est donc dépendant de chacune des phases constituantes, de leurs interactions et des caractéristiques de leur surface de contact ; – la pâte de ciment hydraté est un solide dont le spectre de porosité s’étend de fissures centimétriques (accidentelles ou structurales) aux pores de quelques dixièmes de nanomètre (porosité des C-S-H). De plus, la structure du réseau poreux est variable avec le temps (volume total et distribution de la taille des pores) ; – le fluide qui remplit la porosité est complexe parce qu’il est multiphasique (liquide, vapeur, solide en cas de gel) et parce que la phase liquide est elle-même riche en ions dissous. La progression d’un front de gel (ou de dégel) dans cette structure relativement complexe engendre des déséquilibres thermodynamiques pouvant déclencher cer-

393


tains processus physico-chimiques dont les plus importants sont: transport par diffusion et perméabilité, dissolution/précipitation dans la solution interstitielle, nucléation, pressions osmotiques, abaissements cryoscopiques du point de congélation et dessiccation de la pâte de ciment hydraté.

3.1.1. La gélivité de l’eau dans la pâte de ciment C’est la phase liquide interstitielle contenue dans la porosité de la pâte de ciment qui est principalement à l’origine des mécanismes d’attaque par les cycles de geldégel. Par conséquent, la pâte de ciment sèche (ou faiblement saturée) n’est pratiquement pas affectée par les cycles de gel-dégel [RAM 81].

3.1.1.1. Eau gelable La progression du front de gel dans la pâte de ciment plus ou moins saturée engendre la formation de glace dans le réseau poreux. La quantité et la localisation des sites de nucléation est notamment fonction de l’état de l’eau dans la pâte de ciment hydraté. L’eau libre contenue dans les pores capillaires (et sur les parois internes des bulles d’air) est qualifiée de « gelable ». Cette eau se transforme en glace à une température qui dépend, notamment, de la dimension du pore [KUB 32, DEF 66]. Plus le pore est petit, plus la température de fusion de la glace est basse. Dans le cas de l’eau très structurée contenue dans des pores de quelques nanomètres (pores des C-S-H), la température de cristallisation sous forme de glace est de – 78 °C (figure 10.3). En pratique, l’eau des pores de C-S-H est donc qualifiée de « non gelable ». Pores C-S-H

Vides d'air

Pores capillaires

– 0,1

Température (°C)

10– 7

10– 5

10– 3

1 Rayon (mm)

–1

– 10

– 100

Figure 10.3 : température de fusion de la glace en fonction du rayon des pores, d’après [KUB 32, DEF 66]. Cette courbe, calculée pour de l’eau pure, présente l’abaissement théorique du point de fusion d’un bouchon de glace dans un pore cylindrique au contact d’eau pure en fonction du rayon du pore. Dans les pores de C-S-H de quelques nanomètres de diamètre, la température de cristallisation sous forme de glace est de – 78 °C.

394


La proportion d’eau gelable (eau gelable/eau évaporable) dans la pâte de ciment est fonction de son rapport E/C (figure 10.4). L’eau évaporable est l’eau contenue dans les pores capillaires et les pores du gel de C-S-H. À une température de – 55 °C, la proportion d’eau gelable passe d’environ 80 %, pour un rapport E/C de 0,60, à environ 60 % pour un rapport E/C de 0,35 [BAG 80]. Les pâtes ayant un faible rapport E/C contiennent une plus faible proportion d’eau gelable, d’une part, parce que le volume total du réseau poreux est plus faible et d’autre part, parce que le réseau poreux est constitué de pores plus petits [FAG 93]. Des mesures calorimétriques sur des pâtes de ciment soumises à un refroidissement lent indiquent que la formation de la glace est un processus graduel qui s’amorce à une température d’environ – 5 °C (figure 10.5). Les courbes de la figure 10.5 démontrent que la quantité totale de glace formée à – 50 °C diminue très significativement lorsque le rapport E/C passe de 0,45 à 0,25 [MAR 99]. Ce phénomène est confirmé par le fait que les bétons à hautes performances peuvent avoir une bien meilleure résistance à la fissuration interne que celle des bétons ordinaires (§ 3.1.6.5) Le béton sans air entraîné, comme de nombreux matériaux poreux, augmente de volume en gelant. Avant de décrire ce phénomène plus en détails, il est bon de rappeler les quelques faits suivants : – en gelant, le volume massique de l’eau augmente de 9 %. Cet effet n’est cependant pas la cause principale des gonflements observés ; – la thermodynamique montre que, sous l’effet d’un gel suffisamment lent pour que l’on soit à chaque instant proche de l’équilibre, la glace se forme à l’extérieur du corps poreux. La conséquence est alors une contraction de ce corps poreux, liée au départ d’eau (figure 10.6) ; – le gonflement du béton n’est pas lié directement à la baisse de température sous zéro degré, mais à la vitesse à laquelle cette baisse se produit ; – la dilatation volumique apparente liée au refroidissement est utilisée comme critère servant à apprécier la résistance au gel des bétons dans certains essais de durabilité aux cycles de gel-dégel.

395


Eau en % du poids de pâte sèche

0,4

0,3

le

ota

ut

Ea

0,2

Eau non gelée (à – 55 °C)

0,1

0,0 0,35

0,40

0,45

0,50

0,60

Rapport E/C

Figure 10.4 : eau totale et eau non gelable dans une pâte de ciment hydraté, traitée à la vapeur, d’après [BAG 80].

Capacité calorifique apparente (J . °K– 1 . gssd– 1)

Une partie de l’eau d’une pâte, qui varie avec le rapport E/C mais qui est toujours importante, ne gèle pas lorsque la température est abaissée jusqu’à – 55 °C. Le rapport (eau gelable/eau totale) passe de 80 % pour un rapport E/C de 0,60 à environ 60 % pour un rapport E/C de 0,35. L’eau totale correspond à l’eau évaporable (pores capillaires + pores du gel de C-S-H). 3,0

2,5

La quantité de glace formée est proportionnelle à la surface ombrée

2,0

E/C = 0,45 1,5

E/C = 0,35 1,0

E/C = 0,25

0,5

0 – 60

– 50

– 40

– 30

– 20

– 10

0

10

Température (°C)

Figure 10.5 : évolution de la capacité calorifique apparente de pâtes de ciment soumises à un refroidissement lent, d’après [MAR 99]. Expériences menées sur des microbétons âgés de 6 mois refroidis à une vitesse de 3,3 °C/h. Toutes les éprouvettes ont été soumises à un cycle de séchage/resaturation. Les pics de nucléation à – 5 °C indiquent le début la formation de la glace. La formation de la glace se poursuit graduellement jusqu’à une température minimale d’environ – 60 °C. Pour chaque rapport E/C, la quantité de glace formée est proportionnelle à la surface délimitée entre la courbe et les profils de base.

396


Dilatation relative (.10– 4) Pâte normale 10 8 6 4 2 – 30

– 20

– 10 0

Température (°C) –2

Contraction thermique (calculée)

–4 –6

Pâte avec air entraîné

–8

Contraction relative (.10– 4)

Figure 10.6 : comportements dimensionnels des pâtes de ciment au cours du gel, d’après [POW 53]. Les pâtes de ciment ont été gâchées avec un rapport E/C = 0,6 : la pâte normale a une teneur en eau évaporable égale à 0,48 et la pâte renfermant de l’air entraîné a une teneur égale à 0,52. Les deux échantillons ont subi une vitesse de refroidissement de 15 °C/h (gel très rapide). On constate que la pâte de ciment se dilate considérablement, alors que le calcul montre qu’elle devrait se contracter. L’incorporation d’air entraîné modifie radicalement ce comportement et provoque une très forte contraction.

L’eau contenue dans la pâte de ciment ne se transforme pas en totalité en glace dès que la température s’abaisse au-dessous de 0 °C. La formation de la glace s’amorce dans les plus gros pores capillaires pour se propager dans les pores de plus en plus petits à mesure que la température s’abaisse. Une baisse du rapport E/C diminue la taille des pores, ce qui diminue la quantité de glace formée à une température donnée.

3.1.1.2. Degré de saturation critique Au cours du vieillissement normal d’une pâte de ciment, l’eau de gâchage est progressivement mobilisée dans les hydrates. Il en résulte un remplissage progressif de la porosité par les hydrates. Comme ceux-ci occupent un volume plus petit que la somme des volumes du ciment et de l’eau avant leur combinaison chimique, et, dans la mesure où cette pâte est protégée de la pénétration d’eau d’origine externe,

397


une fraction des capillaires ne renferme qu’une phase gazeuse (autodessiccation). Gagné et coll. ont mesuré des degrés de saturation de 87 % et 90 % respectivement dans des bétons gâchés avec des rapports E/C de 0,40 et 0,30 conservés pendant six mois dans des sacs étanches [GAG 03]. Ces résultats confirment que le réseau poreux des bétons conservés en milieu scellé n’est pas complètement saturé (voir aussi la figure 5.5). Les vides gazeux contenus dans la porosité capillaire constituent un volume tampon dans lequel, si la vitesse de congélation de la pâte est suffisamment faible, la glace peut se former sans exercer de contrainte sur les parois des pores. Cette explication, déjà avancée par Maso [MAS 67] dans sa définition d’un seuil de non gélivité des mortiers, a été reprise par de nombreux auteurs. On admet très souvent que la résistance au gel d’une pâte de ciment sera bonne si le rapport de la quantité d’eau liquide au volume de la porosité est inférieur à 0,9. C’est le concept de degré de saturation critique (figure 10.7). Le rôle protecteur des vides gazeux dans la porosité capillaire des bétons a été démontré par Gagné et al. [GAG 03]. Des bétons sans air entraîné, gâchés avec un rapport E/C de 0,40, se sont révélés parfaitement durables après avoir été soumis à des cycles de gel-dégel en système scellé (aucun échange d’humidité avec le milieu externe). Sous ces conditions particulières, les vides gazeux de la porosité capillaire ne peuvent être comblés par un apport d’eau externe. Le béton est alors protégé contre les effets des cycles de gel-dégel. Le degré de saturation en eau d’une pâte de ciment conditionne sa tenue au gel. Une pâte non saturée contient des vides gazeux qui constituent un volume tampon dans lequel la glace peut se former sans exercer de contrainte sur les parois des pores.

Il est important de rappeler que l’apport d’eau externe est toujours possible, notamment au niveau de la peau du béton. La protection offerte par le réseau poreux disparaît lorsque le degré de saturation de la pâte dépasse le seuil critique d’environ 90 %. En pratique, la norme européenne EN 206-1 contient des exigences de composition du béton qui varient notamment en fonction des conditions de saturation du béton exposé au gel (§ 5.2.3).

398


(.10– 4)

Dilatation

98 % 2 93 % 0

–2 Contraction

Déformation relative

100 %

90 %

–4

Vitesse du gel : 2,8 °C.h –6 + 20

+ 10

–1

0

88 %

– 10

– 20

Température (°C)

Figure 10.7 : influence du degré de saturation d’un mortier (rapport E/C = 0,6) sur son comportement dimensionnel au cours du gel, d’après [RAM 81]. Les mortiers ayant un degré de saturation inférieur ou égal à 90 % subissent une contraction régulière pendant tout le refroidissement. Par contre, les mortiers saturés à plus de 90 % se dilatent dès que l’eau gèle dans les capillaires. Ceci indique qu’un mortier ou un béton, lorsqu’il est abrité des venues d’eau extérieures, est naturellement résistant à un régime de gels lents.

3.1.2. Le rôle protecteur des bulles d’air C’est au milieu des années 1930 que l’on découvre que l’entraînement d’air peut protéger les bétons contre l’attaque par les cycles de gel-dégel. Les premiers travaux de recherche visant à expliquer le rôle protecteur des bulles d’air ont débuté durant les années 1940. L’entraînement d’air vise à stabiliser, lors du malaxage, une grande quantité de bulles microscopiques très rapprochées les unes des autres (§ 4). La majorité des bulles d’air entraîné ont un diamètre compris entre 10 µ et 100 µm. Leur espacement est généralement de l’ordre de quelques centaines de µm (figure 10.8). Lors du gel, des déséquilibres thermodynamiques engendrent des pressions internes dans la porosité capillaire. Ces pressions produisent des contraintes de traction dans la phase solide du réseau poreux. C’est la mise en traction de la phase solide qui est principalement responsable des dommages dus au gel. L’endommagement cumulatif de la pâte progresse en fonction du nombre de cycles de geldégel. On verra, au paragraphe 3.1.3, que les pressions internes forcent la mise en mouvement de la phase liquide au sein de la structure poreuse. L’intensité des pressions est notamment fonction de la longueur du trajet que doit parcourir la phase liquide pour parvenir à l’interface gazeuse la plus proche. Plus le trajet est long, plus les contraintes internes sont importantes. Les bulles d’air entraîné of-

399


frent des interfaces gazeuses (vases d’expansion) permettant à la phase liquide en mouvement de s’y accumuler ou d’y geler sans créer de dommage. De plus, l’air entraîné augmente la connectivité du réseau poreux, ce qui contribue positivement à la protection offerte par le réseau de bulles d’air [BAR 05]. La phase liquide entraîne des ions qui peuvent cristalliser à l’intérieur des bulles (aiguilles d’ettringite). Pour protéger la pâte, il faut que les bulles d’air soient suffisamment rapprochées pour faire en sorte que les contraintes internes générées par le gel soient inférieures à la capacité ultime de la pâte. On peut moduler l’espacement des bulles d’air en variant le volume d’air entraîné dans le béton. Plus le volume d’air augmente, meilleure est la protection contre les cycles de gel-dégel à condition que les bulles restent de petite dimension (figure 10.9).

Figure 10.8 : aspect visuel typique d’un réseau de bulles d’air entraîné dans un béton. Cette photo a été obtenue à partir d’une plaque de béton polie observée à l’aide d’un microscope optique sous un grossissement de 100 ×. Les bulles d’air de forme sphérique sont réparties dans le mortier qui enrobe les grains de sable.

400


2 000 1 800

Nombre de cycles de gel-dégel

1 600 1 400 1 200 1 000 800 600 400 Avec air entraîné Sans air entraîné

200 0 0

1

2

3

4

5

6

Teneur en air (%)

Figure 10.9 : influence du volume d’air entraîné sur la résistance du béton face aux cycles de gel-dégel, d’après [KOS 04]. Ces résultats ont été obtenus avec des bétons fabriqués avec des ciments, des dosages en ciment et des rapports E/C différents. La durabilité des bétons est exprimée par le nombre de cycles de geldégel nécessaires pour produire une diminution de 50 % du module d’élasticité dynamique. Plus ce nombre de cycles est élevé meilleure est la durabilité au gel du béton. Les résultats démontrent que l’augmentation du volume d’air entraîné améliore la résistance au gel des bétons.

Les bulles d’air entraîné offrent des interfaces gazeuses (vases d’expansion) permettant à la phase liquide en mouvement de s’y accumuler ou d’y geler sans créer de dommage. Pour protéger la pâte, il faut que les bulles d’air soient suffisamment rapprochées pour faire en sorte que les contraintes internes générées par le gel soient inférieures à la capacité ultime de la pâte. On peut moduler l’espacement des bulles d’air en variant le volume d’air entraîné dans le béton.

3.1.3. Le modèle des pressions hydrauliques Ce modèle a été proposé par Powers en 1949 [POW 49] alors que l’efficacité de l’air entraîné comme moyen d’accroître la durabilité des bétons soumis à des cycles répétés de gel-dégel était déjà reconnue. Lorsque l’eau commence à geler dans un pore capillaire, son volume augmente de 9 %, de sorte que l’eau en excès est expulsée. Lors de l’abaissement de la température, la formation de la glace est graduelle à cause de la présence d’ions dissous dans la solution interstitielle. La vitesse de refroidissement détermine la quantité d’eau poussée à l’extérieur du pore sous l’effet de l’expansion de la glace. Il s’établit une pression hydraulique qui est fonction de la résistance à l’écoulement. Cette

401


dernière dépend de la longueur du trajet et de la perméabilité de la pâte située entre le pore qui gèle et un vide qui peut accepter l’eau qui en est chassée. Powers, en appliquant la loi de Darcy, a calculé la distance maximale que l’eau peut parcourir sans que la pression générée ne dépasse la résistance à la traction de la pâte (Lmax). Selon la configuration simple présentée à la figure 10.10, il a conclu que Lmax devait être proportionnelle à : Kσ t ⁄ UR où : R = vitesse de refroidissement ; K = coefficient de perméabilité de la pâte de ciment ; U = quantité d’eau gelable lorsque la température s’abaisse de 1 °C ; σt = résistance à la traction de la pâte. Cette formule montre que Lmax est d’autant plus petit que le refroidissement est rapide (ce qui est vérifié par l’expérience). Par contre, elle n’est pas assez précise pour comparer deux pâtes de textures différentes. En effet, une perméabilité plus faible va souvent de pair avec une quantité moindre d’eau gelable et ces deux paramètres agissent sur Lmax en sens contraires.

rb

Lmax

a) Bulle de rayon rb recouverte d’une coquille de pâte d’épaisseur Lmax.

2L

b) Distance 2 L séparant deux bulles voisines.

Figure 10.10 : modélisation simplifiée des bulles d’air dans la pâte de ciment.

Si la distance à parcourir par l’eau est supérieure à cette valeur Lmax, la pression hydraulique surpasse la résistance à la traction de la pâte de ciment. La pâte se fissure et on mesure alors une dilatation résiduelle. L’intensité de la dilatation résiduelle permet de déterminer le degré d’endommagement (figure 10.6). Suite à ces travaux, la notion de facteur d’espacement des bulles d’air L a été adoptée. Elle est définie par la norme nord-américaine ASTM C457 comme étant

402


la demi-distance moyenne qui sépare les parois de deux bulles d’air adjacentes appartenant à un réseau supposé régulier (4.2). L’intérêt majeur de cette théorie est d’avoir permis le calcul des dimensions à donner à un réseau protecteur efficace d’air entraîné. Les valeurs calculées par Powers sont tout à fait comparables à celles retenues par les normes les plus récentes. L’inconvénient est que Powers accordait beaucoup d’importance à l’expulsion de l’eau hors des capillaires, alors que l’expérience a établi que la majorité des transports d’eau se font des pores des C-S-H vers les pores capillaires, et que le gel d’une pâte bien protégée s’accompagne d’un retrait (figure 10.6). Powers a alors essayé de tenir compte de ces observations expérimentales et il a proposé, en association avec Helmuth, le modèle des pressions osmotiques [POW 53].

3.1.4. Le modèle des pressions osmotiques Comme on l’a vu précédemment, la solution interstitielle d’un pore gèle à des températures d’autant plus basses que celui-ci est petit. Il en résulte que l’eau gèle en premier dans les gros capillaires. La formation de glace dans un gros capillaire engendre une augmentation de la concentration ionique de la solution non gelée en équilibre avec le cristal de glace. La solution interstitielle des pores voisins, lorsqu’ils sont plus petits (par exemple les pores des C-S-H), n’a pas encore gelé. Par conséquent, la concentration ionique de la solution interstitielle des petits pores n’a pas augmenté et est alors largement inférieure à celle du gros pore. Ceci a pour effet de créer un afflux d’eau des petits pores vers les plus gros suivant les lois de l’osmose. Ces transferts, s’effectuant par des cheminements déjà saturés, vont créer des pressions qualifiées d’osmotiques (figure. 10.11). De plus, à mesure que l’eau arrive dans les gros pores, la concentration de la solution diminue, ce qui entraîne la formation de glace supplémentaire. Là aussi, lorsque ces pressions surpassent la résistance à la traction de la pâte elles fissurent cette dernière. Le rôle des bulles, selon les auteurs, est d’entrer en compétition avec les plus gros pores où la glace s’est formée. Les bulles d’air comportent un peu de solution interstitielle adsorbée sur les parois internes. En raison de leur grande taille, la glace s’y forme très tôt lorsque la température s’abaisse sous 0 °C. La glace étant constituée d’eau pure, la solution non gelée sur la paroi des bulles devient plus concentrée en ions et elle attire l’eau des pores plus petits. Si les bulles sont suffisamment rapprochées, elles offrent une bonne protection contre le gel car elles peuvent accueillir l’eau qui arrive sans créer de contraintes trop importantes. Cette théorie est bien adaptée à la description des phénomènes de gel en milieu enrichi en sels (cas de l’écaillage, sous l’action des sels fondants) et explique le retrait observé lors du gel des pâtes bien protégées par des bulles d’air rapprochées.

403


Petits pores capillaires

Grand pore capillaire contenant un cristal de glace et une solution saline

Bulle d’air

Bulle d’air Cristal de glace et solution saline

Cristal de glace et solution saline

Figure 10.11 : représentation schématique du modèle des pressions osmotiques, d’après [PIG 95]. Les flèches indiquent la direction des mouvements d’eau des petits pores vers les plus grands. La taille des pores capillaires est fortement exagérée par rapport à la taille des bulles d’air.

3.1.5. Le facteur d’espacement critique Il est bien établi que, pour les bétons courants d’ouvrages ordinaires, une condition nécessaire de durabilité en ambiance hivernale rigoureuse est qu’ils renferment de l’air entraîné. C’est ce que fait apparaître la figure 10.9. Cependant, le volume total d’air entraîné n’est pas la seule caractéristique du réseau de bulles d’air qui gouverne la tenue au gel du béton. On peut par exemple imaginer deux réseaux de bulles ayant le même volume total mais dont le premier est constitué de grosses bulles alors que le second est constitué de bulles plus petites. Même si le volume total des bulles est le même, la distance entre les bulles du réseau constitué de grosses bulles est beaucoup plus grande que la distance entre les bulles du réseau constitué de petites bulles (figure 10.36). Sachant que le degré de protection offert par le réseau de bulles d’air est d’autant plus grand que la distance séparant deux bulles d’air voisines est faible, on réalise alors facilement l’importance de la prise en compte de la dimension moyenne des bulles. Par conséquent, d’un point de vue pratique, il est toujours préférable de produire un réseau constitué de bulles les plus petites possibles. On peut ainsi diminuer la distance moyenne entre les bulles sans nécessairement augmenter le volume total d’air entraîné. Un réseau de bulles d’air entraîné peut être défini par trois caractéristiques géométriques : – le facteur d’espacement des bulles d’air L , qui correspond approximativement à la demi-distance moyenne séparant les parois de deux bulles voisines du réseau supposé régulier (voir § 3.1.3 et 4.2) ;

404


– le volume d’air, V, généralement exprimé en pourcentage du volume du béton ; – la surface volumique, α, exprimée en mm2/mm3 (ou mm–1) qui indique la surface spécifique des bulles d’air. Parmi ces caractéristiques, le facteur d’espacement ( L ) permet de tenir compte à la fois de l’influence du volume total et de la dimension des bulles d’air entraîné. De nombreux travaux de recherche ont démontré qu’un béton est durable face aux cycles de gel-dégel lorsque le facteur d’espacement est inférieur à une valeur critique ( L crit) qui dépend des caractéristiques du béton et des conditions d’exposition. Plusieurs dizaines d’années d’observations faites aussi bien sur chantier qu’en laboratoire ont montré que le caractère protecteur d’un réseau d’air entraîné ne s’affaiblit pas progressivement au fur et à mesure que L augmente, mais il s’annule brutalement dès que le facteur d’espacement excède cette valeur critique. C’est ce que montre la figure 10.12, tirée des travaux de Langlois [PIG 91a]. Toutes les normes et recommandations récentes en tiennent compte et prescrivent des valeurs critiques comprises dans la fourchette 200-250 µm. Il est intéressant de rappeler que Powers indiquait qu’un facteur d’espacement inférieur ou égal à 250 µm était souhaitable. Le paramètre essentiel garantissant l’efficacité de la protection offerte par le réseau de bulles d’air entraîné n’est pas le volume d’air entraîné, mais bien le facteur d’espacement L : il doit être inférieur à une valeur critique qui dépend du type de béton (caractéristiques de composition) et de la sévérité de l’exposition aux cycles de gel-dégel.

La détermination du facteur d’espacement critique ( L crit) d’un béton repose sur un travail expérimental relativement important car elle nécessite la fabrication de plusieurs bétons ayant tous la même composition de base mais différentes caractéristiques du réseau de bulles d’air (facteur d’espacement variable). Chaque béton est ensuite soumis à un essai accéléré de gel-dégel en laboratoire. L’ensemble des résultats permet de déterminer la relation entre le facteur d’espacement des bulles d’air et la durabilité au gel d’une formulation spécifique de béton. Une relation typique, permettant de déterminer le facteur d’espacement critique, est présentée à la figure 10.12. Le facteur d’espacement critique d’un béton permet de quantifier sa durabilité relative. Sous des conditions d’essai données, un béton possédant un facteur d’espacement critique faible est moins durable qu’un béton ayant un facteur d’espacement critique plus élevé. Un faible facteur d’espacement critique indique une moins bonne durabilité car le béton requiert une meilleure protection (bulles d’air plus rapprochées) pour pouvoir résister à la fissuration interne. On verra plus

405


en détails (§ 3.1.6.5) comment la comparaison des facteurs d’espacement critique permet d’analyser l’effet du rapport E/C et des additions minérales sur la résistance à la fissuration interne des bétons. 10

Espacement critique (L crit)

Durabilité décroissante 'l/l (.10–3)

Béton gélif

5

Pas de protection

Protection efficace

Béton non gélif

0

200

400

600

800

Facteur d'espacement des bulles L (μm)

Figure 10.12 : influence du facteur d’espacement des bulles d’air entraîné sur la durabilité d’un béton, d’après [PIG 91a]. Deux types de bétons ont été testés : gâchés avec un rapport E/C = 0,50, avec superplastifiant (o), ou sans superplastifiant (). Le critère indicatif de la durabilité du matériau est l’allongement relatif subi après 300 cycles de gel-dégel dans l’eau (essai ASTM C666). Il est particulièrement clair que les bétons étudiés sont durables pour toute valeur de L inférieure ou égale à 550-600 µm et vulnérables dès que la valeur de L est supérieure à 600 µm. Par sécurité, L crit sera pris égal à 550 µm.

3.1.6. Principaux paramètres d’influence 3.1.6.1. Sévérité des cycles de gel-dégel Les modèles des pressions hydrauliques et des pressions osmotiques suggèrent que la durabilité d’un béton dépend notamment de la sévérité des cycles de geldégel. Toujours selon ces modèles, deux caractéristiques des cycles de gel-dégel sont particulièrement importantes : – la vitesse de refroidissement lors de la phase de gel. Elle conditionne la quantité de glace formée par unité de temps. Plus la formation de la glace est rapide plus les pressions hydrauliques internes sont intenses ; – la température minimale atteinte lors de la phase de gel. Elle conditionne la taille des pores affectés par le déséquilibre thermodynamique. Plus la température minimale est basse, plus la quantité d’eau gelable est importante car le gel affectera des pores de plus en plus petits.

406


Les procédures d’essais de résistance aux cycles gel-dégel en laboratoire utilisent généralement un taux de refroidissement de 6 à 10 °C/h. Dans les pays où le climat comporte des cycles de gel-dégel, le taux de refroidissement enregistré dans les premiers centimètres sous la surface des bétons exposés dépasse rarement 2 à 3 °C/h [NOK 04]. Les essais de durabilité au gel en laboratoire simulent donc des conditions d’exposition beaucoup plus sévères que celles que l’on retrouve en milieu naturel. En laboratoire, l’utilisation d’un taux de refroidissement très rapide permet de diminuer la durée des essais. Ainsi, en trois ou quatre mois, on peut obtenir une estimation de la durabilité d’un béton alors qu’il faudrait plusieurs années si le béton était exposé à des conditions de gel plus représentatives de l’environnement naturel. Pigeon et al. [PIG 85] ont étudié l’influence de la vitesse de refroidissement (taux de gel) sur la résistance à la fissuration interne des bétons à partir d’une approche expérimentale basée sur le facteur d’espacement critique. Le concept de facteur d’espacement critique a permis d’expliquer des divergences parfois enregistrées entre résultats d’essais de formulation effectués suivant plusieurs procédures expérimentales pour un même béton. La figure 10.13, tirée de résultats de Powers et complétée par Pigeon et al. [PIG 85], montre une décroissance importante de L crit lorsque la vitesse de refroidissement passe de 2 à 11 °C/h. Cette série de résultats démontre que les cycles de gel-dégel ayant une faible vitesse de refroidissement (2 °C/h) sont beaucoup moins sévères que les cycles rapides effectués en laboratoire. Les cycles de gel-dégel ayant une faible vitesse de refroidissement (2 °C/h) sont beaucoup moins sévères que les cycles rapides effectués pour évaluer la durabilité des bétons en laboratoire (8-10 °C/h). En laboratoire, l’utilisation d’un taux de refroidissement très rapide permet de diminuer la durée des essais. Ainsi, en trois ou quatre mois, on peut obtenir une estimation de la durabilité d’un béton alors qu’il faudrait plusieurs années si le béton était exposé à des conditions de gel plus représentatives de l’environnement naturel.

407


Espacement critique (L crit)

1 000

800

600

400

200

0

2

4

6

8

10

12

Vitesse de refroidissement (°C / h)

Figure 10.13 : influence de la vitesse de refroidissement d’un béton sur la valeur du facteur d’espacement critique, d’après [PIG 85]. Des mesures en laboratoire sur des compositions de béton similaires (rapport E/C = 0,50) conduisent à des valeurs de L crit variant pratiquement du simple au triple en fonction de la vitesse de refroidissement. Ceci montre la difficulté d’interpréter les données des essais de laboratoire en terme de prévision de durabilité du béton in situ.

Il n’existe pas d’étude expérimentale de l’influence de la température minimale du cycle de gel sur la dégradation par fissuration interne du béton. Selon les modèles présentés précédemment, plus la température minimale est basse plus les effets du gel sont sévères car la quantité d’eau gelable est plus importante (figure 10.5). Les travaux de Stark ont montré que l’intensité de la dégradation par les cycles de gel-dégel augmente avec la durée de la période de gel [STA 89]. Une période de gel prolongée (jusqu’à 7 jours) favorise la croissance des cristaux de glace dans la porosité capillaire [NOK 04].

3.1.6.2. Le degré de saturation Le degré de saturation de la porosité capillaire est un paramètre important gouvernant la résistance à la fissuration des bétons (§ 3.1.1.2). En pratique, le degré de saturation est lié aux paramètres de composition du béton (qui ont fixé, entre autres, la quantité d’eau initialement introduite dans le matériau). Il dépend aussi des conditions de l’environnement (immersion intermittente), ainsi que de l’emplacement dans l’ouvrage (les parties verticales où l’eau ne peut stagner sont les moins dégradées) car ces facteurs agissent sur le bilan de l’eau susceptible d’imprégner le béton pendant sa durée de service. Quelques études faites in situ confirment la grande influence du degré de saturation sur la durabilité au gel des bétons en service. Les résultats montrent qu’un béton n’est dégradé par le gel que s’il est entièrement saturé d’eau ou dans un état voisin de la saturation (figure 10.14).

408


Ce sont les parties d’ouvrages dont le béton a le plus fort degré de saturation qui se dégradent le plus : elles correspondent soit à des parties qui, fonctionnellement, sont au contact de l’eau, soit à des parties qui, par leur géométrie, retiennent préférentiellement les eaux de précipitation (surfaces horizontales).

Résistance au gel (%)

100

Bétons résistants

80 60

40

Bétons attaqués

20

0 60

70

80

90

100

Degré de saturation (%)

Figure 10.14 : influence du degré de saturation d’un béton sur sa résistance au gel de bétons sans air entraîné, d’après [NEV 95]. Ici le degré de saturation critique (3.1.1.2) est voisin de 85 %. Un béton d’ouvrage, s’il est toujours en dessous du degré de saturation critique, ne se détériore pas et n’a donc pas besoin d’air entraîné.

3.1.6.3. L’air entraîné Il est bien établi que les bétons d’usage courant doivent contenir des bulles d’air entraîné pour être durables en ambiance hivernale. Ce comportement est illustré à la figure 10.15 qui présente une relation entre la tenue au gel de bétons soumis à des cycles de gel-dégel en laboratoire, en fonction de la résistance à la compression, de la teneur en air, du rapport E/C et de la durée de la cure humide (14 ou 180 jours) [MAT 62]. Les résultats de la figure 10.15 montrent que les deux bétons sans air entraîné ne résistent pas au gel quel que soit le rapport E/C, la résistance à la compression, ou le niveau de maturité avant l’exposition aux premiers cycles de gel-dégel. Le facteur de durabilité des bétons contenant 6% d’air entraîné est significativement plus élevé, ce qui démontre la protection offerte par la présence d’un bon réseau de bulles d’air. Dans le cas des bétons à air entraîné, une augmentation de la résistance à la compression, ou une diminution du rapport E/C, produit généralement une amélioration très significative de la tenue au gel. Il faut cependant noter que malgré la protection offerte par les bulles d’air, il n’est pas possible de produire un béton suffisamment durable au gel (facteur de durabilité > 60 %) en utilisant un rapport

409


E/C aussi élevé que 0,80. Pour parvenir à un niveau de durabilité acceptable, il faut abaisser le rapport E/C à des valeurs plus faibles, voisines de 0,50.

Facteur de durabilité (%)

100

80

Bétons à air entraîné

60 E/C = 0,5 - 14 jours de mûrissement E/C = 0,5 - 180 jours de mûrissement E/C = 0,8 - 14 jours de mûrissement

40

E/C = 0,8 - 180 jours de mûrissement 20 Bétons sans air entraîné 0 0

10

20

30

40

50

60


Figure 10.15 : effet de l’air entraîné, du rapport E/C, de la résistance à la compression et du niveau de maturité sur la tenue au gel du béton, d’après [MAT 62]. La durabilité au gel est exprimée à l’aide du facteur de durabilité. Ce paramètre est basé sur la mesure de la vitesse de propagation d’une onde sonore pour caractériser l’endommagement interne d’un béton soumis à des cycles de gel-dégel. Un facteur de durabilité de 100 % indique que le béton est parfaitement résistant à la fissuration interne. La durabilité est considérée non satisfaisante lorsque le facteur de durabilité est inférieur à 60 %. Malgré la protection offerte par les bulles d’air, il n’est pas possible de produire un béton durable au gel en utilisant un rapport E/C aussi élevé que 0,80. Pour parvenir à un niveau de durabilité acceptable, il faut abaisser le rapport E/C à des valeurs voisines de 0,50.

Il faut noter que l’air entraîné n’est pas toujours justifié dans le cas des bétons en ambiance hivernale non rigoureuse. Les caractéristiques d’un environnement de gel non rigoureux (gel modéré) sont notamment définies dans le guide technique Recommandations pour la durabilité des bétons durcis soumis au gel [LCP 03]. Pour ce type d’exposition, l’air entraîné peut inutilement pénaliser la résistance à la compression tout en contribuant à augmenter les coûts de production et de contrôle de la qualité du béton. En ambiance hivernale rigoureuse, la durabilité au gel des bétons ayant un rapport E/C relativement élevé (0,7-0,8) est inacceptable, même lorsqu’ils contiennent un réseau de bulles d’air entraîné. Pour parvenir à un niveau de durabilité acceptable des bétons à air entraîné, il faut abaisser le rapport E/C à des valeurs plus faibles, au moins inférieures à 0,50.

Le volume d’air requis pour protéger un béton contre les cycles de gel-dégel en ambiance hivernale rigoureuse est aussi fonction de la proportion volumique de pâte dans le mélange. Puisque le rôle des bulles d’air est de protéger la pâte de ciment

410


durci contre les effets du gel, les bétons contenant un plus grand volume de pâte requièrent donc un volume d’air entraîné plus important. D’un point de vue pratique, la proportion volumique de pâte dans un béton est surtout fonction de la dimension maximale du gros granulat. En général, lorsque la dimension maximale augmente, la fraction volumique de pâte diminue, tout comme le volume d’air nécessaire pour protéger le béton contre le gel. La figure 10.16 présente des relations entre l’expansion d’un béton après 300 cycles de gel-dégel et la dimension maximale du gros granulat [KLE 52]. Chacune des courbes permet d’identifier un volume d’air optimal. Pour un volume d’air inférieur à la valeur optimale, l’expansion après 300 cycles évolue très rapidement vers des valeurs inacceptables (> 0,02 %) alors qu’un volume d’air supérieur à la valeur optimale ne produit pas d’amélioration significative de la tenue au gel. Plus la dimension maximale est grande, plus le volume d’air requis est faible. Puisqu’en pratique, il est assez rare que l’on fabrique des bétons dont la dimension maximale du granulat soit inférieure à 10 mm, on constate que les volumes d’air optimaux sont généralement compris entre 4 % et 9 %. Le paragraphe 5 présentera plus en détails certaines exigences normatives (européennes et canadiennes) concernant le volume d’air entraîné nécessaire pour assurer la protection des bétons contre les effets des cycles de gel-dégel. 0,20 Dimension maximale du granulat (en mm)

Expansion après 300 cycles gel-dégel (%)

0,18 0,16 0,14

64

0,12 0,10

19

5

10

38

0,08 0,06 0,04 0,02 0 0

2

4

6

8

10

12

14

16

Teneur en air (%)

Figure 10.16 : relation entre l’expansion au gel, la teneur en air et la dimension maximale du granulat, d’après [KLE 52]. Chacune des courbes permet d’identifier un volume d’air optimal. Pour un volume d’air inférieur à la valeur optimale, l’expansion après 300 cycles évolue très rapidement vers des valeurs inacceptables (> 0,02 %) alors qu’un volume d’air supérieur à la valeur optimale ne produit pas d’amélioration significative de la tenue au gel. Plus la dimension maximale est grande, plus le volume d’air requis est faible.

411


3.1.6.4. Le rôle des granulats Le béton et les granulats ont certaines caractéristiques communes dont notamment une porosité capillaire qui peut être plus ou moins saturée. Cette similarité de structure fait en sorte que certains processus de destruction par le gel du béton s’appliquent aussi à certains granulats. Dans le cas de ces granulats, on ne peut évidement pas contrôler la porosité ou produire un réseau de bulles d’air pour diminuer les effets des cycles de gel-dégel. Par conséquent, pour s’assurer d’obtenir un béton durable, il faut identifier et éviter d’utiliser des granulats qui, de par leur porosité, leur dimension, leur degré de saturation ou leur perméabilité sont sensibles à l’action du gel. La performance antérieure d’un granulat dans les ouvrages en service constitue l’indice le plus fiable de sa durabilité. L’indice de saturation de la porosité capillaire d’une roche est le principal critère de classement en matériau gélif ou non gélif [HIR 12]. Si le degré de saturation est supérieur à environ 90 %, il n’y a pas assez d’espaces vides pour accommoder l’augmentation de volume de l’eau qui gèle [TOU 82]. L’eau en excès devra être expulsée à l’extérieur de la porosité. L’expulsion d’eau peut alors engendrer des pressions hydrauliques qui peuvent causer la rupture de la particule. Comme dans le modèle des pressions hydrauliques, l’intensité des pressions est contrôlée par quatre facteurs principaux: le degré de saturation, la porosité, la perméabilité et la dimension du granulat [PIG 95]. Pour une vitesse de refroidissement donnée et pour une perméabilité de la roche donnée, correspond un trajet maximal que peut parcourir l’eau sans que les pressions hydrauliques engendrées n’excèdent la résistance à la traction de la roche : c’est cela qui constitue la dimension critique du granulat. Ceci concorde avec la constatation des praticiens du béton, à savoir qu’un sable présente toujours moins de risques de gélivité qu’un gravier et, à plus forte raison, qu’un caillou issu de la même roche. Le volume poreux conditionne la quantité maximale d’eau que peut emmagasiner un granulat et la vitesse à laquelle il peut l’absorber ou la restituer dépend essentiellement de la dimension des pores (lois de la capillarité et de la perméabilité). Verbeck et Landgren [VER 60] ont montré que le degré de saturation que peut atteindre un granulat placé dans un milieu d’humidité relative fixée est dicté par les caractéristiques de sa porosité (figure 10.17). Les granulats contenant des pores relativement fins (traprock) peuvent atteindre un degré de saturation élevé dans un environnement possédant une humidité relative relativement faible. À l’inverse, les granulats contenant des pores grossiers atteignent des degrés de saturation nettement plus faibles, même sous des humidités relatives ambiantes relativement élevées.

412


Degré de saturation du granulat (%)

100

k Traproc 80

60

ite

an

40

Gr

20

au Gr

cke

wa

mie

Dolo

h.m 0

20

40

60

80

90

95

98

99


Figure 10.17 : saturation de granulats différents en fonction de l’humidité relative, d’après [VER 60]. Placés dans une ambiance dont l’humidité relative est proche de celle d’un béton (h.m), des granulats peuvent acquérir, suivant leurs propriétés texturales, des degrés de saturation qui varient de 10 à 90%.

Lorsqu’un granulat poreux et saturé gèle, il s’y développe des pressions hydrauliques internes qui peuvent le fissurer. Le gel des granulats dans un béton se manifeste avec plus d’intensité en surface : il se traduit par des éclatements locaux et par la formation de petits cratères (popouts des Anglo-Saxons) (figure 10.18). La présence de granulats gélifs peut aussi occasionner de la fissuration dans la masse des bétons.

G

G

1 G : granulat gélif

2 Pressions dues au gel du granulat G et à sa dilatation

3 Formation d'un "cratère" par éclatement de G et du mortier de recouvrement

Figure 10.18 : fissuration d’un granulat dans un béton soumis au gel.

Puisque le granulat fait partie intégrante d’un béton, la durabilité du composite granulat/pâte de ciment peut aussi dépendre de certaines caractéristiques de la matrice de pâte qui l’entoure. Par exemple, dans le cas d’un granulat saturé, une pâte très imperméable peut avoir des effets défavorables car, lors du gel, l’eau sera plus difficilement expulsée du granulat, ce qui engendrera des pressions hydrauliques plus importantes dans la particule et dans la pâte au voisinage de cette

413


particule. À l’inverse, une pâte de ciment plus perméable et à air entraîné a des effets positifs sur la durabilité au gel du granulat. Ces deux exemples indiquent que la plupart du temps, des interactions importantes entre les deux phases interviennent dans le comportement global. On peut retenir trois cas de figure d’après les granulats considérés. Granulats à forte porosité et forte perméabilité (gros pores) Ils peuvent inclure la famille des grès et des calcaires crayeux. Par eux-mêmes, ils ne sont pas gélifs puisqu’ils expulsent rapidement l’eau absorbée. Par contre, ils rendront le béton gélif, car la pâte sera envahie par un grand volume d’eau qui ne pourra se déplacer que de quelques centaines de micromètres dans la pâte sans créer de tensions néfastes. Granulats à faible porosité et faible perméabilité (par exemple les granites) Ils ne peuvent emmagasiner que de très faibles quantités d’eau. Ne se saturant pas, ils ne rejetteront donc que très peu d’eau dans la pâte. Ils n’affectent généralement pas la durabilité au gel des bétons. En général, les granulats possédant une porosité totale inférieure à 0,015 cm3/g (absorption totale inférieure à 1,5 %) n’altèrent pas la durabilité au gel des bétons [KAN 80]. Granulats à porosité et perméabilité intermédiaires Ces roches ne sont généralement pas saturées si elles sont enrobées d’une pâte de bonne qualité. Si elles sont saturées, les risques qu’elles feront courir à la pâte de ciment dépendront de la granularité des granulats, les plus grossiers étant les plus nocifs puisqu’ils amènent à l’interface pâte/granulat le plus grand volume d’eau par unité de surface. De plus, si la pâte est de bonne qualité et très compacte, elle ne pourra pas accueillir facilement l’eau provenant des granulats, même si elle contient de l’air entraîné.

3.1.6.5. Influence du rapport E/C Parmi tous les paramètres de formulation du béton, le rapport E/C est certainement un de ceux ayant la plus grande influence sur la résistance à la fissuration interne du béton. L’influence du rapport E/C découle principalement de ses effets sur la quantité d’eau gelable (§ 3.1.1.1) et sur la perméabilité de la pâte. La baisse du rapport E/C engendre une diminution de la quantité d’eau gelable consécutive à la diminution du volume poreux total et au raffinement de la taille des pores. C’est cette plus faible quantité d’eau gelable qui tend à diminuer l’intensité des pressions internes dans les bétons ayant un faible rapport E/C. La baisse de la perméabilité consécutive à une diminution du rapport E/C s’oppose, d’une part, aux transferts internes de l’eau dans le volume poreux et d’autre part, à l’absorption d’eau externe lors des cycles de gel-dégel. Ces deux phénomènes ont des effets opposés sur l’intensité des pressions internes engendrées par

414


les cycles de gel-dégel. Une pâte faiblement perméable peut contribuer à augmenter l’intensité des pressions internes car les mouvements d’eau vers les bulles d’air sont plus fortement empêchés. À l’inverse, cette même pâte faiblement perméable peut contribuer à abaisser l’intensité des pressions internes en diminuant l’absorption d’eau externe et, par conséquent, le degré de saturation du réseau poreux. Globalement, l’influence du rapport E/C sur la résistance à la fissuration interne du béton est donc relativement complexe en raison des effets superposés de plusieurs mécanismes physico-chimiques mis en jeux lors des cycles de gel-dégel. L’analyse de l’influence du rapport E/C sur le facteur d’espacement critique permet de mieux comprendre son influence globale sur la résistance à la fissuration des bétons. Le tableau 10.1 présente quelques valeurs du facteur d’espacement critique de différents bétons, avec et sans fumée de silice, soumis à des cycles accélérés de gel-dégel dans l’eau [PIG 87]. Ces valeurs s’appliquent à des bétons conservés 14 jours dans l’eau avant la première exposition aux cycles de gel-dégel. Le rapport E/C est la caractéristique de composition ayant la plus grande influence sur la résistance à la fissuration interne du béton. D’une part, la baisse du rapport E/C engendre une diminution de la quantité d’eau gelable consécutive à la diminution du volume poreux total et au raffinement de la taille des pores. D’autre part, lorsque le rapport E/C diminue, les résistances mécaniques augmentent, ce qui produit un béton plus résistant aux contraintes internes engendrées lors du gel. Tableau 10.1 : influence du rapport E/C et de la fumée de silice sur le facteur d’espacement critique du béton [PIG 87] Rapport E/C 0,50 0,30 0,25

Facteur d’espacement critique, L crit (µm) Ciment Portland ordinaire

Ciment Portland avec 8 % de fumée de silice

500 400 750

250 300 < 700

Les données du tableau 10.1 indiquent que le facteur d’espacement critique d’un béton sans fumée de silice avec un rapport E/C de 0,5 est de 500 µm. Rappelons que cette valeur indique que pour être durable, ce béton doit être protégé par un réseau de bulles d’air dont le facteur d’espacement est au moins inférieur à 500 µm. Le facteur d’espacement critique du béton avec un rapport E/C de 0,30 est de 400 µm. Cette valeur plus faible montre que, dans ce cas, l’abaissement du rapport E/C de 0,50 à 0,30 a provoqué une légère diminution de la durabilité au gel. Selon Pigeon et al. [PIG 87] cette baisse de la résistance à la fissuration interne est probablement due à la forte baisse de la perméabilité de la pâte. Dans ce

415


cas, les effets favorables de la baisse de la quantité d’eau gelable ont été probablement partiellement ou complètement annulés par les effets défavorables de la plus faible perméabilité de la pâte. Considérons maintenant le cas du béton sans fumée de silice ayant un rapport E/C de 0,25. Le facteur d’espacement critique de 750 µm indique que ce type de béton possède une bien meilleure résistance à la fissuration interne que celle du béton de rapport E/C de 0,50. La forte baisse du rapport E/C a probablement engendré une très forte baisse de la quantité d’eau gelable. Dans ce cas, les mouvements d’eau lors du gel sont très limités, si bien que les effets défavorables de la faible perméabilité deviennent alors mineurs. Les données du tableau 10.1 montrent que le facteur d’espacement critique des bétons avec 8 % de fumée de silice est systématiquement inférieur à celui des bétons sans fumée de silice. Par conséquent, l’utilisation de 8 % fumée de silice contribue à diminuer la résistance à la fissuration interne du béton. Selon les auteurs, cette plus faible durabilité est due au fait que la fumée de silice diminue relativement peu le volume poreux total mais diminue fortement la perméabilité de la pâte. Lors du gel, les mouvements d’eau vers les bulles d’air sont plus lents, ce qui diminue la protection offerte par les bulles d’air et augmente l’intensité des pressions internes. Marchand et al. [MAR 96] ont réalisé une importante revue de la documentation technique sur l’influence du rapport E/C sur la résistance à la fissuration interne des bétons. Cette synthèse regroupe de nombreux résultats de durabilité obtenus à partir de bétons avec ou sans fumée de silice fabriqués avec des rapports E/C compris entre 0,25 et 0,55. La figure 10.19 présente l’ensemble des résultats qui regroupent des bétons à air entraîné ayant des facteurs d’espacement inférieurs à 250 µm et des bétons sans air entraîné ayant des facteurs d’espacement supérieurs à 500 µm. Globalement, les résultats peuvent être regroupés en deux grandes familles. Une première famille regroupe des bétons courants ayant un rapport E/C supérieur à 0,40 (zone II). Les résultats démontrent que ce type de béton doit toujours être protégé par un bon réseau de bulles d’air entraîné pour pouvoir développer une bonne résistance à la fissuration interne. La seconde famille regroupe les bétons ayant un rapport E/C de 0,40 ou moins (zone I). Les résultats montrent que l’utilisation d’un rapport E/C faible (≤ 0,35) tend à améliorer la résistance à la fissuration interne puisque certains bétons de cette famille peuvent avoir une durabilité au gel acceptable malgré l’absence d’air entraîné. Il faut cependant noter que la résistance à la fissuration interne des bétons à faible rapport E/C sans air entraîné est très variable. Certains sont parfaitement durables alors que d’autres ne le sont pas. Pour un même rapport E/C, la durabilité au gel des bétons sans air entraîné peut varier fortement en fonction du

416


type et de la durée du mûrissement et en fonction du type et du dosage des additions minérales [MAR 96]. Des études en laboratoires tendent à montrer que les bétons ayant une résistance à la compression à 28 jours supérieure à environ 90 MPa n’ont généralement pas besoin de la protection d’un réseau de bulles d’air entraîné pour résister à la fissuration interne engendrée par les cycles de gel-dégel (voir § 3.1.7.2) [GAG 90, PIG 91b]. Zone II

Zone I


120

100

80

L < 250 μm L > 500 μm

60

40

20

0 0,20

0,25

0,30

0,35

0,40

0,45

0,50

0,55

Rapport E/C

Figure 10.19 : influence du rapport E/C sur la résistance à la fissuration interne du béton, d’après [MAR 96]. La durabilité au gel est exprimée à l’aide du facteur de durabilité calculé après 300 cycles accélérés de gel-dégel selon la procédure ASTM C666 (gel et dégel dans l’eau). La durabilité est considérée non satisfaisante lorsque le facteur de durabilité est inférieur à 60 %.

3.1.6.6. Influence des additions minérales Les additions minérales (fumées de silice, laitiers et cendres volantes) peuvent modifier la résistance à la fissuration interne des bétons en raison de leurs effets sur la maturité du béton et sur la structure de la porosité capillaire (porosité totale et taille des pores). L’influence des additions minérales sur la tenue au gel est variable en fonction du type d’addition et du taux de remplacement du ciment. De nombreuses études tendent à démontrer qu’en général, les fumées de silices, les cendres volantes et les laitiers n’améliorent pas significativement la résistance à la fissuration interne du béton [PIG 87, GEB 96, SAR 03]. Les additions minérales utilisées à des taux de remplacement très élevés peuvent parfois compromettre la résistance à la fissuration interne du béton [BOU 03, TOU 04]. Cependant, dans le cas des bétons de résistance normale, exposés au cycles de gel-dégel sans sels fondants, on peut généralement profiter des nombreux avantages offerts par les

417


additions minérales en imposant une limite sur le taux de remplacement du ciment, en s’assurant d’un niveau de maturité suffisant avant la première exposition au gel et en prévoyant toujours un réseau de bulles d’air entraîné de bonne qualité ( L < 200 µm) [SAR 03, HOO 00, BOU 03]. Le remplacement d’une partie du ciment Portland par 8 % de fumée de silice engendre une diminution du facteur d’espacement critique [PIG 87]. Ce facteur d’espacement critique plus faible indique que la fumée de silice produit une diminution de la résistance à la fissuration interne. Comme expliqué au paragraphe 3.1.6.5, cette perte de durabilité résulte du fait que la fumée de silice diminue peu le volume total de la porosité capillaire mais diminue très fortement la perméabilité de la pâte. Néanmoins, plusieurs études en laboratoire ont permis de démontrer que les bétons avec fumée de silice possèdent une bonne résistance à la fissuration interne lorsque le taux de remplacement du ciment Portland est inférieur à 10 % et lorsque le béton est protégé par un réseau de bulles d’air entraîné adéquat [PIG 87, GAG 90]. Les fumées de silice sont par ailleurs souvent utilisées pour formuler des BHP avec de faibles rapports E/C (type C70/85) pouvant dans certains cas avoir un comportement satisfaisant sans réseau de bulles d’air comme évoqué au paragraphe 3.1.6.5. De nombreuses études en laboratoire ont montré que le remplacement de moins de 25 % du ciment Portland par des cendres volantes n’a pas ou peu d’effets défavorables sur la résistance à la fissuration interne des bétons à air entraîné fabriqués avec un rapport eau/(ciment + addition) de 0,45 ou moins [GEB 96, WHI 87, LAN 89]. Certains types de bétons à air entraîné fabriqués avec des liants contenant plus de 40 % de cendres volantes (high-volume fly ash concretes) peuvent aussi avoir une excellente résistance à la fissuration interne à condition d’utiliser un rapport eau/(ciment+addition) relativement faible (< 0,35) [LAN 89, HAQ 84, LAN 90]. Le suivi de la performance en service de trottoirs très sévèrement exposés aux cycles de gel-dégel (ville de Montréal) indique que la résistance à la fissuration interne des bétons contenant 25 % et 35 % de cendres volantes est excellente lorsque ces bétons sont protégés par un bon réseau de bulles d’air entraînée [BOU 05]. Au Canada, des ciments ternaires contenant environ 25 % de cendres volantes et 3 % de fumée de silice sont commercialisés depuis la fin des années quatre-vingt-dix. Les performances en service de ce type de liant indiquent une excellente résistance à la fissuration interne des bétons à air entraîné protégés par un bon réseau de bulles d’air [BOU 05]. Il faut noter que les cendres volantes peuvent avoir des effets défavorables sur la résistance à l’écaillage. Ce point sera discuté plus en détails au paragraphe 3.2.2.3.

418


En général, les fumées de silice, les cendres volantes et les laitiers n’améliorent pas significativement la résistance à la fissuration interne du béton. Dans le cas des bétons de résistance normale, exposés aux cycles de gel-dégel sans sels fondants, on peut généralement profiter des nombreux avantages offerts par les additions minérales en imposant une limite sur le taux de remplacement du ciment, en s’assurant d’un niveau de maturité suffisant avant la première exposition au gel et en prévoyant toujours un réseau de bulles d’air entraîné de bonne qualité.

L’influence des laitiers sur la résistance à la fissuration interne a fait l’objet d’un relativement petit nombre d’études. Quelques études ont démontré que des bétons à air entraîné fabriqués avec des liants composés uniquement de laitiers activés par des silicates de sodium peuvent développer une bonne résistance à la fissuration interne [DOU 92, GIF 96]. Ces performances satisfaisantes suggèrent que le laitier est en mesure de produire des bétons durables lorsque adéquatement protégés par un bon réseau de bulles d’air. Quelques études en laboratoire tendent à monter que le remplacement du ciment Portland par des laitiers a relativement peu d’effet sur la résistance à la fissuration interne des bétons à air entraîné. Saric-Coric et Aïtcin ont étudié la résistance à la fissuration interne de bétons à hautes performances à air entraîné fabriqués avec un rapport E/L de 0,35 et des liants ternaires contenant tous 5 % de fumée de silice mais des teneurs variables en laitier (20 %, 30 %, 50 % et 80 %) [SAR 03]. Tous ces bétons ont pu développer une excellente résistance à la fissuration après 300 cycles de gel-dégel en laboratoire. Au Canada, des ciments ternaires contenant environ 25 % de laitier et 3 % de fumée de silice sont commercialisés depuis la fin des années quatre-vingt-dix. Les performances en service de ce type de liant indiquent une excellente résistance à la fissuration interne des bétons à air entraîné protégés par un bon réseau de bulles d’air [BOU 05, HOO 00].

3.1.7. Résistance à la fissuration interne des bétons spéciaux La résistance à la fissuration interne des bétons spéciaux (bétons autoplaçants et bétons à hautes performances, etc.) est, tout comme celle des bétons courants, gouvernée par les mêmes principaux paramètres de formulation soit : les caractéristiques du réseau de bulles d’air, le rapport E/C et le type et le dosage des additions minérales. Les bétons spéciaux sont généralement fabriqués avec les mêmes matériaux cimentaires que ceux qui peuvent être utilisés pour la fabrication des bétons conventionnels : ciment Portland, cendres volantes, laitiers, fumées de silice, etc. Cependant, leur formulation se distingue généralement de celle des bétons conventionnels au niveau du dosage des matières cimentaires, du rapport Eau /Liant (E/L) et des adjuvants. Les effets des matériaux cimentaires et du rapport E/L sur la résistance à la fissuration interne des bétons spéciaux sont fondamentalement les mêmes que ceux qui ont déjà été présentés aux paragraphes 3.1.6.5

419


et 3.1.6.6. Quelques résultats spécifiques permettant de mieux comprendre la résistance à la fissuration interne des bétons autoplaçants et des bétons à hautes performances sont présentés ci-après.

3.1.7.1. Bétons autoplaçants Les bétons autoplaçants ont comme principale particularité d’avoir une proportion volumique de pâte plus élevée et peuvent contenir des agents de viscosité permettant de stabiliser la phase minérale en suspension dans la matrice de pâte. Les travaux de Khayat ont montré que des agents de viscosité à base de cellulose (HPMC) et à base de polysaccharides (Welan gum) n’ont pas d’effet significatif sur la résistance à la fissuration interne de bétons autoplaçants à air entraîné fabriqués avec des rapports E/L de 0,45 et 0,49 [KHA 95]. Les résultats indiquent que les deux types d’agents de viscosité testés n’ont pas modifié le facteur d’espacement critique des bétons (figure 10.20). Le facteur d’espacement critique de tous les bétons autoplaçants est d’environ 400-500 µm, une valeur très voisine de celle des bétons conventionnels fabriqués avec le même rapport E/C (tableau 10.1). Globalement, ces résultats démontrent que pour un rapport E/L donné, la résistance à la fissuration interne de ces bétons autoplaçants est principalement gouvernée par les caractéristiques du réseau de bulles d’air et non pas par le type ou le dosage de l’agent de viscosité. Plusieurs études démontrent que les bétons autoplaçants sont en mesure de développer une résistance à la fissuration interne similaire à celle des bétons courants ayant le même rapport Eau /Liant et les mêmes caractéristiques du réseau de bulles d’air entraîné.

420


Coefficient de durabilité (%)

100

80

60

Valeur minimale acceptable Sans agent de viscosité (E/C = 0,49) Welan gum (E/C = 0,45) HPMC (E/C = 0,45)

40

20

Facteur d’espacement 0 0

100

200

300

400

500

600

700

800

Facteur d’espacement (μm)

Figure 10.20 : influence de deux types d’agents de viscosité sur le facteur d’espacement critique de bétons autoplaçants, d’après [KHA 95]. Deux types de bétons autoplaçants ont été fabriqués avec des agents de viscosité à base de polysaccharides (Welan gum) et à base de cellulose (HPMC). La durabilité est considérée non satisfaisante lorsque le facteur de durabilité est inférieur à 60 %.

Plusieurs types de bétons autoplaçants à air entraîné fabriqués avec des liants ternaires contenant des fumées de silice (3 %) et des cendres volantes (20 %) ou des fumées de silice (3 %) et des laitiers (40 %) ont fait l’objet d’une étude très détaillée comportant notamment la mesure de leur résistance à la fissuration interne [KHA 00]. Les dosages en matières cimentaires et les rapports E/L étaient respectivement compris entre 340 et 535 kg/m3 et 0,41 et 0,50. Les résultats montrent que des teneurs en air comprises entre 4,0 % à 8,0 % ont permis de produire des facteurs d’espacement inférieurs à 220 µm. Tous ces bétons autoplaçants à air entraîné ont pu développer une excellente résistance à la fissuration interne. D’une manière plus générale, ces résultats suggèrent que les bétons autoplaçants sont en mesure de développer une résistance à la fissuration interne similaire à celle d’un béton conventionnel ayant le même rapport E/L et les mêmes caractéristiques du réseau de bulles d’air entraîné. Ils montrent également qu’il est possible de stabiliser le réseau de bulles d’air malgré la grande fluidité des bétons autoplaçants (§ 4.5.2).

3.1.7.2. Bétons à hautes performances La résistance à la fissuration interne des bétons à hautes performances a fait l’objet d’un très grand nombre d’études. Une synthèse détaillée de Pigeon et Pleau

421


montre qu’une diminution du rapport E/L engendre généralement un accroissement du facteur d’espacement critique [PIG 95]. Par conséquent, plus le rapport E/L est faible, meilleure est la résistance à la fissuration interne du béton. Cependant, les résultats présentés à la figure 10.19 ont clairement montré que l’augmentation de la résistance à la fissuration interne n’est pas toujours suffisante pour s’affranchir de la protection d’un bon réseau de bulles d’air entraîné. La figure 10.21 présente une synthèse de nombreuses études portant sur la résistance à la fissuration interne de bétons à hautes performances [MAR 96]. La résistance à la fissuration interne (facteur de durabilité) de bétons avec ou sans air entraîné, avec ou sans fumée de silice et de rapport E/L variable, est exprimée en fonction de la résistance à la compression à 28 jours. Globalement, les résultats montrent que la résistance à la compression d’un béton à hautes performances peut fournir un indice de sa résistance à la fissuration interne. Les bétons d’usage courant possédant une résistance à la compression de 50 MPa ou moins (zone I) doivent toujours être protégés par un bon réseau de bulles d’air pour résister à l’attaque des cycles rapides de gel-dégel. Les bétons à hautes performances ayant une résistance à la compression comprise entre 50 et 90 MPa (zone II) doivent généralement être protégés par un bon réseau de bulles d’air. Cependant plusieurs résultats en laboratoire indiquent que certains de ces bétons n’ont pas toujours besoin de cette protection. Seuls les bétons ayant une résistance à la compression de plus de 90 MPa (zone 3) peuvent avoir une bonne résistance à la fissuration interne sans la protection de l’air entraîné. Les bétons à hautes performances, qui possèdent habituellement un rapport Eau /Liant relativement faible (≤ 0,35), ont généralement une meilleure résistance à la fissuration interne que celle des bétons courants. Cependant, de nombreuses études en laboratoire ont montré que leur meilleure résistance à la fissuration interne n’est pas toujours suffisante pour s’affranchir de la protection d’un bon réseau de bulles d’air entraîné.

La durabilité au gel de plusieurs types de BHP utilisés pour la construction d’ouvrages d’art en France a fait l’objet d’une étude approfondie par le groupe « Durabilité BHP 2000 » [BAR 99, BAR 00]. Les résultats indiquent que, dans la plupart des cas, les BHP ne nécessitent pas l’utilisation d’un entraîneur d’air pour présenter un bon comportement vis-à-vis des cycles accélérés de gel et de dégel dans l’eau. Cependant, certaines formulations de BHP sans air entraîné contenant des cendres volantes ou des fumées de silice se sont avérées non durables lorsque soumises à des cycles accélérés de gel et dégel dans l’eau (procédure d’essai XP P18-424). Ces résultats tendent à confirmer le caractère non systématique de la durabilité des BHP sans air entraîné soumis à des cycles sévères de gel et dégel [BAR 05]. Le rapport du groupe « Durabilité BHP 2000 » ajoute que lorsque

422


qu’une procédure d’essai moins sévère est utilisée (gel dans l’air et dégel dans l’eau selon la procédure P18-425), tous les BHP sans air entraîné sont alors en mesure de résister à l’attaque de ce type de cycles de gel-dégel. En pratique, avant d’autoriser la mise en place d’un béton sans air entraîné fortement exposé aux cycles de gel-dégel, il convient de valider la durabilité au gel par des essais de laboratoire. Dans le cas des bétons à hautes performances ayant un très faible rapport E/L (0,25), il apparaît prudent de recommander un volume d’air entraîné minimal (3 à 4 %) afin d’éviter d’obtenir un facteur d’espacement supérieur à 600 ou 700 µm. Ce faible volume d’air entraîné aura peu d’effets défavorable sur les propriétés mécaniques. Il procure cependant une garantie supplémentaire contre l’attaque par les cycles de gel-dégel, tout en améliorant significativement la maniabilité du béton frais. Zone II

Zone I

Zone III


120

100

80

60

L < 250 μm 40

L > 500 μm

20

0 20

30

40

50

60

70

80

90

100

110

120


Figure 10.21 : relation entre la résistance à la compression et la résistance à la fissuration interne du béton, d’après [MAR 96]. La durabilité au gel est exprimée à l’aide du facteur de durabilité calculé après 300 cycles accélérés de gel-dégel selon la procédure ASTM C666. La durabilité est considérée non satisfaisante lorsque le facteur de durabilité est inférieur à 60 %. La résistance à la compression a été mesurée à partir d’éprouvettes cylindriques âgées de 28 jours. Les bétons d’usage courant (zone I) doivent toujours être protégés par un bon réseau de bulles d’air pour résister à l’attaque des cycles rapides de geldégel. Certains bétons à hautes performances (zone II) doivent généralement être protégés par un bon réseau de bulles d’air. Seuls les bétons ayant une résistance à la compression de plus de 90 MPa (zone 3) peuvent avoir une bonne résistance à la fissuration interne sans la protection de l’air entraîné.

3.2. Détérioration par écaillage L’emploi de sels fondants accroît les dégradations sur les ouvrages durant les périodes hivernales. Ces dégradations se manifestent préférentiellement sous forme

423


d’écaillage (figure 10.2). L’écaillage de surface est pratiquement inexistant lorsque l’exposition au gel-dégel se fait en l’absence de sels fondants. Pourquoi la durabilité des bétons est-elle affaiblie lorsqu’il y a combinaison des influences des cycles de gel-dégel et des sels fondants ? Une réponse pleinement satisfaisante n’est pas encore donnée actuellement : nous allons indiquer l’état actuel des connaissances. Il n’existe pas encore de modèle unifié en mesure d’expliquer le mode de destruction des surfaces de béton soumises à l’action combinée du gel et des sels fondants. Quelques chercheurs ont déjà proposé des mécanismes plus ou moins détaillés, mais ce phénomène semble particulièrement difficile à modéliser en raison du grand nombre de paramètres gouvernant les processus d’écaillage. Les sels fondants sont en contact immédiat avec les couches externes du béton qui ont une texture différente de celle du cœur du béton. Les caractéristiques de la peau du béton, dont l’épaisseur atteint 2 à 3 cm, sont liées à la mise en place (spécialement à la finition) et à la cure du béton. Les propriétés de la peau sont influencées par les méthodes de coffrage, la ségrégation, l’évaporation, la fissuration excessive, etc. Il en résulte l’apparition de gradients, parfois importants, dans les principales propriétés du béton lorsque l’on se déplace de la surface externe vers le cœur de l’ouvrage. La peau du béton est en général plus poreuse que le cœur du béton et, de ce fait, accessible à l’eau. Par ailleurs, au cours de son vieillissement, les cycles de mouillage/séchage auxquels elle est soumise ne font qu’accroître sa porosité et son degré de fissuration [BAR 05]. Les conditions d’exposition de la peau du béton sont très variables. Par exemple, le degré de saturation de la peau peut passer de pratiquement 0 %, durant la saison sèche à presque 100 %, durant la saison froide et humide. La concentration de sel fondant en contact avec les surfaces exposées peut varier fortement à l’intérieur de plages temporelles de quelques heures. Les surfaces en contact avec l’atmosphère sont soumises à des cycles thermiques qui peuvent être plus étendus et plus brusques comparativement au cœur de l’élément de béton où les conditions climatiques sont généralement plus tempérées. Enfin, le type de sel fondant choisi (chlorure de sodium, chlorure de calcium, etc.) peut varier d’une région ou d’un gestionnaire d’ouvrage à l’autre et surtout de la température : en dessous de – 10 °C le chlorure de sodium est inefficace, il faut alors absolument avoir recours au chlorure de calcium. Plusieurs types de produits chimiques peuvent causer l’écaillage. Verbek et Klieger ont montré qu’on pouvait endommager la surface d’un béton non seulement avec des sels fondants courants (NaCl, CaCl2) mais aussi avec des produits qui ne cristallisent pas tels l’urée, l’éthanol et l’alcool éthylique [VER 57]. Les connaissances actuelles indiquent que l’action des sels fondants est principale-

424


ment associée à une attaque physique plutôt qu’à une attaque chimique [VER 57]. Cependant, certains sels fondants contenant des sulfates solubles peuvent chimiquement endommager les éléments en béton. Les sels fondants (NaCl) sont hygroscopiques, car ils abaissent la pression de vapeur saturante de la solution interstitielle. Par conséquent, en pénétrant dans la porosité capillaire des bétons, ils contribuent à augmenter le degré de saturation du réseau poreux, ce qui accroît l’intensité des mécanismes de destruction par écaillage [PIG 95, MAC 79]. Les sels fondants en solution dans la solution interstitielle ont aussi pour effet de diminuer la température de formation de la glace (figure 10.22). Les sels fondants peuvent donc produire des effets favorables et défavorables en regard des principaux mécanismes de destruction par écaillage.

Température (°C)

0

–5

– 10

– 15

– 20 0

5

10

15

20

25

Concentration de la solution de NaCl (%)

Figure 10.22 : relation entre la température de formation de la glace et la concentration de la solution de chlorure de sodium, d’après [PIG 95].

L’intensité de l’écaillage n’est pas proportionnelle à la concentration des sels fondants. La figure 10.23 indique que les concentrations relativement faibles sont les plus dommageables. On observe un effet pessimum entre 3 % et 6 % selon les produits utilisés [MAR 99, VER 57].

425


5

Chlorure de sodium

Sévérité de l'écaillage

4

Béton sans air entraîné après 25 cycles

Béton avec air entraîné après 200 cycles

3

2

1 Béton avec air entraîné après 50 cycles

0 0

4

8

12

16

Concentration de la solution saline (% massique)

Figure 10.23 : influence de la concentration en NaCl sur l’écaillage, d’après [VER 57]. La sévérité de l’écaillage est exprimée à l’aide d’une cote visuelle. Une cote de 0 indique qu’il n’y a aucun écaillage. Une cote de 5 indique un écaillage très sévère.

3.2.1. Mécanismes fondamentaux Selon Browne et Cady, le modèle des pressions hydrauliques, proposé par Powers, s’applique à certains mécanismes fondamentaux de la destruction par écaillage [BRO 75]. Selon ce modèle, l’écaillage serait produit par des pressions hydrauliques générées tout juste sous la surface exposée au gel-dégel. Près de la surface, les pressions hydrauliques seraient plus intenses en raison d’un degré de saturation très élevé qui favorise la formation d’une grande quantité de glace. Les concentrations en sels fondants plus faibles sont les plus dommageables car elles abaissent moins fortement la température de fusion de la glace. En observant les débris en forme de minces flocons, Browne et Cady ont émis l’hypothèse que les pressions hydrauliques maximales sont générées à une profondeur correspondant à peu près à l’épaisseur des « écailles ». De part et d’autre de ce plan de rupture, les pressions sont plus faibles, car la concentration ionique de la solution interstitielle au-dessus est plus grande ou parce que le degré de saturation de la pâte au-dessous est moins élevé. Ce mécanisme de destruction n’explique pas complètement le processus de destruction par écaillage, car il ne

426


permet pas d’expliquer pourquoi le béton peut s’écailler même en présence de produits qui n’augmentent pas de volume en gelant (alcool). Selon Powers et Helmuth, le modèle des pressions osmotiques peut contribuer à expliquer l’action néfaste des sels fondants [POW 53]. Les dommages sont principalement engendrés près de la surface car les pressions osmotiques y sont plus intenses en raison de la plus forte concentration en sels fondants. Selon Fagerlund, l’écaillage pourrait être le résultat de l’action combinée de pressions hydrauliques et osmotiques (figure 10.24) [FAG 75]. Cette approche permet notamment d’expliquer pourquoi les concentrations les plus agressives sont comprises entre 3 % et 6 % : pour de faibles concentrations en sels fondants, les pressions internes seraient principalement d’origine hydraulique. La contribution des pressions osmotiques serait nettement plus faible en raison de la faible concentration ionique de la solution interstitielle. Lorsque la concentration en sels fondants augmente, les pressions hydrauliques diminuent car la baisse de la température de fusion de la glace diminue la quantité de glace formée. Inversement, l’augmentation de la concentration en sels fondants favorise l’augmentation des pressions osmotiques. La somme des effets simultanés des pressions osmotiques et hydrauliques suggère que des pressions internes maximales sont générées lorsque la concentration en NaCl est approximativement de 2,5 % (figure 10.24).

Pression

Hydraulique + osmotique

Hydraulique

Osmotique

Concentration la plus agressive

0

2,5

5,0

7,5

10,0

Concentration de la solution de NaCl (%)

Figure 10.24 : courbes hypothétiques des pressions internes se développant dans la porosité d’une pâte de ciment qui gèle, d’après [FAG 75].

Rösli et Harnik ont émis l’hypothèse que l’écaillage pourrait être engendré par un mécanisme de choc thermique [RÖS 80]. Lorsque le sel est appliqué sur une surface déjà glacée, il provoque une fusion brutale de la glace. C’est une réaction endother-

427


mique (335 kJ/kg) qui va puiser sa chaleur dans le matériau au contact, c’est-à-dire dans la peau du béton. Celle-ci se refroidit brutalement et il apparaît un important gradient thermique. En laboratoire, on a enregistré des chutes de température de 3,5 à 7,5 °C dans la peau de dalles de béton recouvertes de 1 à 4 mm de glace, et ceci dans les cinq minutes suivant l’application du fondant (NaCl) [BER 71]. Des mesures effectuées in situ ont établi que ces chutes de température existent bien dans les ouvrages mais que leur amplitude est plus faible. Dans la région de Zurich, les chutes de température s’échelonnent de 0 à 4,3 °C [RÖS 77]. L’existence de ce gradient de température entraîne, puisque les raccourcissements différentiels sont quasiment empêchés, l’apparition de contraintes internes réparties suivant le schéma de la figure 10.25 [RÖS 80]. Dans ces conditions, des contraintes de traction atteignant 1,1 à 1,4 MPa peuvent s’établir en surface, et sont susceptibles de créer des microfissures. y

– 'T y Tension Gradient thermique

b=

1

Contraintes internes

Compression Tension

Figure 10.25 : contraintes internes engendrées par un gradient thermique à la surface du béton, d’après [RÖS 80].

Le mécanisme de destruction proposé par Rosli et Harnik montre comment peut s’amorcer la fissuration de la surface du béton suite à l’action des sels fondants et du gel. L’écaillage à proprement parler survient lorsque les microfissures sont fortement amplifiées par la formation de glace lors des cycles de gel-dégel subséquents. Un des points faibles de ce modèle est qu’il ne permet pas d’expliquer comment l’air entraîné peut contribuer à diminuer les dommages engendrés par les sels fondants. Des mesures sur des ouvrages régulièrement salés montrent que le profil de concentration des chlorures présente généralement un maximum à une profondeur d’environ 1 cm sous la surface (figure 10.26) [RÖS 80]. La concentration maximale n’est pas mesurée en surface, car les chlorures y sont lessivés par les précipitations atmosphériques. Les gradients de concentration entraînent une variation de la température de congélation de la solution interstitielle avec la profondeur. En d’autres termes, pour une température de gel donnée, seule une couche serait susceptible de geler [HAR 80]. Lorsque le gel survient, ce sont d’abord les couches contenant la moins grande teneur en ions qui gèlent en premier. Ces couches

428


sont situées, d’une part, tout près de la surface et, d’autre part, plus en profondeur. Par conséquent, il existe une couche intermédiaire qui, à cause de sa forte teneur en ions, gèle après les deux autres. Ce phénomène peut provoquer des tensions internes en raison de la dilatation différente des couches gelées et non gelées. De plus, lorsque le gel parvient à la couche intermédiaire, une certaine quantité d’eau ne peut être expulsée en raison de la faible perméabilité des deux couches voisines qui sont déjà gelées. Ce modèle du gel couche par couche n’explique pas tous les mécanismes associés à l’écaillage. Il propose cependant une explication plausible qui fait intervenir la présence prépondérante des ions en solution. Cependant, comme le modèle du choc thermique, il ne parvient pas à expliquer le rôle protecteur des bulles d’air entraîné. 0

Concentration en Cl–

§FP

M

Profondeur

Figure 10.26 : concentration en ions chlorure à l’intérieur du béton suite à plusieurs applications successives de sels fondants, d’après [RÖS 80].

Globalement, l’ensemble des modèles présentés suggère que la sévérité des dommages résultant de l’action combinée des cycles de gel-dégel et des sels fondants résulte principalement de la plus grande gélivité de la zone superficielle (porosité élevée) et des conditions hivernales qui renforcent ses défauts en la maintenant saturée, en la soumettant à des chocs thermiques et en créant des gradients de concentration saline (osmose, gel par couche).

3.2.2. Principaux paramètres d’influence 3.2.2.1. Air entraîné et facteur d’espacement Comme dans le cas de la fissuration interne, les caractéristiques du réseau de bulles d’air ont une grande influence sur la résistance à l’écaillage des bétons. Le réseau de bulles d’air entraîné permet de diminuer l’intensité des pressions hydrauliques et osmotiques engendrées par les cycles de gel-dégel en présence de

429


sels fondants. De nombreuses études en laboratoire ont montré que les bétons normaux doivent toujours être protégés par un bon réseau de bulles d’air entraîné pour pouvoir développer une bonne résistance à l’écaillage. Les courbes de la figure 10.27 présentent des relations typiques entre le volume d’air entraîné et la résistance à l’écaillage de bétons fabriqués avec un rapport E/C compris entre 0,43 et 0,47. Ces données démontrent que la résistance à l’écaillage du béton augmente avec le volume d’air entraîné. Un volume d’air entraîné compris entre 4 % et 6 % est nécessaire pour pouvoir développer une résistance à l’écaillage acceptable. 10

A B Type d’agent C entraîneur d’air

Écaillage après 56 cycles (kg/m2)

8

D

6

4

2

0 2

3

4

5

6

7

Teneur en air (%)

Figure 10.27 : influence du volume d’air entraîné et du type d’agent entraîneur d’air sur la résistance à l’écaillage du béton, d’après [PET 93]. Ces résultats ont été obtenus en laboratoire avec des bétons fabriqués avec des rapports E/C compris entre 0,43 et 0,47. Quatre types d’agents entraîneur d’air ont été utilisés pour produire le réseau de bulles d’air entraîné. L’intensité de l’écaillage est exprimée en kg de débris par m2 de surface exposée. L’écaillage maximum acceptable est de 1 kg de débris par m2.

Les courbes de la figure 10.27 indiquent que, pour un même volume d’air entraîné, la protection offerte par le réseau de bulles d’air peut varier en fonction du type d’agent entraîneur d’air. Les agents entraîneur d’air les plus efficaces (types A et B de la figure 10.27) produisent des bulles d’air plus petites. Le réseau de

430


bulles d’air offre alors une meilleure protection contre le gel, car les bulles d’air sont plus nombreuses et plus rapprochées les unes des autres. Le facteur d’espacement permet de prendre en compte la taille des bulles, car il caractérise la demi-distance moyenne séparant les bulles d’air. Comme dans le cas de la fissuration interne, le facteur d’espacement est le meilleur indicateur du niveau de protection du réseau de bulles d’air entraîné contre l’attaque par les sels fondants. La figure 10.28 présente la résistance à l’écaillage des bétons de la figure précédente en fonction du facteur d’espacement. On constate qu’il existe une relation beaucoup plus nette entre le facteur d’espacement des bulles d’air et la résistance à l’écaillage : plus il est faible, meilleure est la résistance à l’écaillage. Les données de la figure 10.28 montrent également que, dans le cas de l’écaillage, il n’existe pas de facteur d’espacement critique en deçà duquel la destruction ne se produit plus. On observe plutôt que l’efficacité de la protection augmente graduellement à mesure que le facteur d’espacement diminue. Cependant, aussi faible soit-il (< 150 µm), l’écaillage n’est jamais nul.


7

6

1 2 3

5

Type d’agent entraîneur d’air

4

3

2

1 0 0

50

100

150

200

250

300


Figure 10.28 : influence du facteur d’espacement des bulles d’air sur la résistance à l’écaillage du béton, d’après [PET 93].

Pour des valeurs usuelles du rapport E/C (0,40-0,50), on trouve qu’un facteur d’espacement inférieur à environ 200 µm offre généralement un niveau de protection suffisant pour prévenir la destruction par écaillage. En pratique, la validité de cette limite de 200 µm a déjà été confirmée par de nombreux relevés de terrains (figure 10.29).

431


Détruit 5

Teneur en air entraîné (%)

Échelle de dégradation

4

3

2

1

Intact

0

200

400

600

800

Béton sain Béton écaillé

12 10 8 6 4 2 0

200

400

600

Facteur d'espacement des bulles (μm)

Facteur d'espacement des bulles (μm)

a) Trottoirs en béton en milieu urbain (Montréal), âgés de 4 à 8 ans.

b) Ouvrages variés en béton de la communauté urbaine de Québec.

Figure 10.29 : influence de la géométrie du réseau de bulles d’air entraîné sur la vulnérabilité des bétons à l’écaillage, d’après [ATI 89] pour a et [FOU 87] pour b. On n’observe pas, comme c’est le cas des dégradations internes par les cycles de gel-dégel, de frontière nette entre bétons intacts et bétons dégradés qui soit liée à une valeur critique du facteur d’espacement. Néanmoins, un facteur d’espacement inférieur à 200 micromètres permet de réduire efficacement les dégradations.

Il faut noter que, dans le cas des bétons normaux (rapport E/C = 0,40-0,50), la protection contre l’écaillage requiert un facteur d’espacement inférieur à 200 µm alors que la protection contre la fissuration interne requiert un facteur d’espacement inférieur à 400 µm (tableau 10.1). Cette différence démontre, d’une part, la plus grande sévérité des mécanismes d’attaque par écaillage et, d’autre part, que la protection contre l’écaillage requiert généralement un réseau de bulles d’air de meilleure qualité que celui requis pour la protection contre la fissuration interne. Pour des valeurs usuelles du rapport E/C (0,40-0,50), un facteur d’espacement inférieur à environ 200 µm offre généralement un niveau de protection suffisant pour prévenir la destruction par écaillage. La plus grande sévérité des mécanismes d’attaque par écaillage fait en sorte que la protection contre l’écaillage requiert généralement un réseau de bulles d’air de meilleure qualité que celui requis pour la protection contre la fissuration interne.

3.2.2.2. Influence du rapport E/C Le rapport E/C est un des principaux paramètres conditionnant la structure de la porosité capillaire. La baisse du rapport E/C diminue à la fois le volume total et la dimension des pores capillaires. Par conséquent, elle contribue à améliorer la

432


résistance à l’écaillage en diminuant la quantité d’eau gelable, en augmentant la résistance à la traction de la pâte et en diminuant la vitesse de pénétration des ions chlorure. La figure 10.30 résume l’influence du rapport E/C sur la résistance à l’écaillage de bétons sans additions minérales [GAG 93]. Cette figure regroupe les résultats de plusieurs études en laboratoire réalisées à partir de bétons avec et sans air entraîné. Les bétons avec air entraîné sont regroupés en deux familles : les bétons protégés par un bon réseau de bulles d’air ( L < 250 µm) et ceux protégés par un moins bon réseau de bulles d’air ( L > 250 µm). Les données de la figure 10.30 confirment que pour des valeurs usuelles du rapport E/C (0,40-0,50), il est toujours nécessaire de prévoir un bon réseau de bulles d’air entraîné ( L < 250 µm) pour protéger ces bétons contre l’attaque par les sels fondants. On note aussi que l’utilisation d’un rapport E/C relativement élevé (> 0,55) peut produire une durabilité à l’écaillage insuffisante même lorsque le béton est protégé par un bon réseau de bulles d’air entraîné. Globalement, l’ensemble des résultats montre que la baisse du rapport E/C augmente la résistance à l’écaillage [MAR 99]. Dans le cas des bétons fabriqués avec un rapport E/C relativement faible (≤ 0,40), l’air entraîné demeure généralement nécessaire pour obtenir une résistance à l’écaillage acceptable. Cependant, certains bétons fabriqués avec un rapport E/C inférieur à 0,35 peuvent développer une bonne résistance à l’écaillage, même en présence d’un réseau de bulles d’air entraîné de moins bonne qualité ( L > 250 µm). Il faut noter que seuls les bétons ayant un très faible rapport E/C (0,25) sont en mesure de développer une bonne résistance en l’absence de toute protection d’un réseau de bulles d’air entraîné. Pour un rapport E/L donné, le remplacement d’une partie du ciment par des additions minérales peut produire des effets favorables ou défavorables sur la résistance à l’écaillage. L’influence des additions minérales sur la résistance à l’écaillage est présentée plus en détail au paragraphe 3.2.2.3.

433

Masse des débris (kg/m2)


10

5

8

Béton avec air entraîné

4

> 10 kg/m2 6

L > 250 μm L < 250 μm

3

4

2

Béton sans air entraîné

2

1 0

0 0,20

0,30

0,40

0,50

0,60

0,20

0,30

0,40

0,50

0,60

Rapport E/C

Figure 10.30 : influence du rapport E/C et de l’air entraîné sur la résistance à l’écaillage du béton, d’après [GAG 93]. La résistance à l’écaillage des bétons sans additions minérales est exprimée par la masse des débris après 50 cycles de gel-dégel en présence de sels fondants. La résistance à l’écaillage est considérée acceptable lorsque la masse de débris est inférieure à 1 kg/m2. Les bétons à air entraîné sont regroupés en deux familles définies selon la qualité du réseau de bulles d’air entraîné : L < 250 µm : bon réseau de bulles d’air entraîné ; L > 250 µm : moins bon réseau de bulles d’air entraîné.

3.2.2.3. Influence des additions minérales Comme dans le cas de la fissuration interne, les additions minérales (fumées de silice, laitiers et cendres volantes) peuvent modifier la durabilité à l’écaillage en raison de leurs effets sur la maturité du béton et sur la structure de la porosité capillaire (porosité totale et taille des pores). L’influence des additions minérales est variable en fonction du type d’addition et du taux de remplacement du ciment. De nombreuses études en laboratoire ont montré que les bétons de résistances normales, contenant moins de 10 % de fumée de silice en remplacement du ciment, résistent très bien à l’écaillage lorsqu’ils sont protégés par un bon réseau de bulles d’air entraîné [GAG 93]. Au Canada, des ciments binaires contenant environ 8% de fumée de silice sont commercialisés depuis la fin des années quatre-vingt. Les performances en service de ce type de liant indiquent une excellente résistance à l’écaillage des bétons à air entraîné protégés par un bon réseau de bulles d’air. Lorsqu’elle est utilisée à des taux de remplacement de 8 % et moins, la fumée de silice a généralement pour effet d’améliorer la résistance à l’écaillage. La figure 10.31 synthétise des résultats de plusieurs études portant sur la durabilité à l’écaillage de bétons avec et sans air entraîné contenant tous de la fumée de silice [GAG 93]. Les résultats démontrent que les bétons avec fumée de silice à air entraîné possèdent une excellente résistance à l’écaillage, quel que soit le rapport E/L. L’influence favorable de la fumée de silice sur la résistance à l’écaillage est particulièrement évidente dans le cas des bétons à faible rapport E/L sans air entraîné. En effet plusieurs bétons avec fumée de silice ayant un rapport E/L compris entre

434


0,25 et 0,30 peuvent développer une bonne résistance à l’écaillage sans la protection d’un réseau de bulles d’air entraîné (figure 10.31) alors que ce n’est pas le cas des bétons similaires mais ne contenant pas de fumée de silice (figure 10.30). 5


> 10 kg/m2 4

Béton avec air entraîné Béton sans air entraîné

3

2

1

0 0,20

0,25

0,30

0,35

0,40

0,45

Rapport E/L

Figure 10.31 : influence du rapport E/L et de l’air entraîné sur la résistance à l’écaillage de bétons, avec fumée de silice [GAG 93]. La résistance à l’écaillage des bétons avec 8% de fumée de silice est exprimée par la masse des débris après 100 cycles de gel-dégel en présence de sels fondants. La résistance à l’écaillage est considérée acceptable lorsque la masse de débris est inférieure à 1 kg/m2. Ces résultats expérimentaux indiquent que plusieurs bétons avec fumée de silice ayant un rapport E/L compris entre 0,25 et 0,30 peuvent développer une bonne résistance à l’écaillage sans la protection d’un réseau de bulles d’air entraîné alors que ce n’est pas le cas des bétons similaires mais ne contenant pas de fumée de silice (figure 10.30).

De nombreuses études en laboratoire indiquent que les bétons avec cendres volantes (ASTM C618 Type F – obtenues de la combustion de l’anthracite ou du charbon bitumineux ou ASTM C618 Type C – produites à partir de lignite ou de charbon sub-bitumineux) ont une moins bonne durabilité à l’écaillage que les bétons de référence ne contenant pas de cendres volantes [WHI 87, BIL 91, KLE 87]. Une étude exhaustive de Bouzoubaâ et al. a montré que les taux de remplacement de 25 % et 35 % produisent une durabilité à l’écaillage inacceptable (débris > 2,5 kg/m2) lorsque les bétons sont soumis à l’essai d’écaillage en laboratoire selon la norme ASTM C672 (figure 10.32) [BOU 03]. Leurs résultats montrent aussi que la méthode d’essai en laboratoire a une grande influence sur la résistance à l’écaillage des bétons avec cendres volantes. Par exemple, la méthode d’essai accélérée de la norme québécoise B NQ 2621-900 (§ 5.3.1) produit une durabilité à l’écaillage satisfaisante, même pour des teneurs en cendres volantes de 25 % et de 35 % du liant [BOU 03]. L’étude de Bouzoubaâ et al. a clairement

435


démontré que l’utilisation d’un produit de cure, appliqué à la surface du béton frais, améliore très significativement la résistance à l’écaillage des bétons avec cendres volantes soumis aux essais accélérés en laboratoire (figure 10.32). 4 Mûrissement humide de 14 jours


Produit de cure 3

2 Limite de 0,8 kg/m2 (Ontario, Canada)

1

0

Béton de référence

25 % cendres volantes

35 % cendres volantes

25 % laitier

35 % laitier

Figure 10.32 : influence des cendres volantes, du laitier et du type de mûrissement sur la résistance à l’écaillage du béton, d’après [BOU 03]. La résistance à l’écaillage est mesurée à l’aide de la procédure normalisée ASTM C672. Pour chaque type de bétons, une série d’éprouvettes ont été conservées dans l’eau pendant 14 jours puis séchées pendant 14 jours dans une atmosphère à 50 % d’humidité relative. Une autre série d’éprouvettes ont été mûries pendant 28 jours avec un produit de cure vaporisé sur la surface du béton frais. L’utilisation d’un produit de cure améliore très significativement la résistance à l’écaillage des bétons avec cendres volantes soumis aux essais accélérés en laboratoire.

Les causes de la moins bonne résistance à l’écaillage des bétons avec cendres volantes ne sont pas encore parfaitement comprises. Deux principales hypothèses ont été proposées pour tenter d’expliquer cette moins bonne durabilité. Les essais accélérés normalisés en laboratoire (ASTM C672) recommandent une durée de mûrissement humide relativement courte (14 jours) ne permettant pas aux cendres de participer à la densification de la pâte avant la première exposition au gel et aux sels fondants. Par conséquent, au cœur du béton et particulièrement près de la surface, seul le ciment Portland participe à l’hydratation durant les premiers jours ou les premières semaines. Lorsque le taux de remplacement dépasse environ 25 %, il semble que l’hydratation du ciment Portland, à lui seul, ne permette pas de produire une pâte de ciment en mesure de développer une bonne résistance à l’écaillage, même en présence d’un bon réseau de bulles d’air. L’allongement de la période de mûrissement (28 jours) avant la première exposition aux sels fondants ne produit pas nécessairement une amélioration significative de la résistance à l’écaillage [BOU 03]. Cependant, un mûrissement humide de 180 jours

436


produit une amélioration très significative de la résistance à l’écaillage des bétons avec cendres volantes [BOU 03]. Pigeon et al. [PIG 96] ont proposé une autre hypothèse pour tenter d’expliquer l’effet défavorable des cendres volantes sur la résistance à l’écaillage. Leur étude microstructurale a montré que la pâte près de la surface (1 à 2 mm) des bétons avec cendres volantes présente souvent une forte porosité qui amplifie probablement les mécanismes de destruction par écaillage. Cette plus forte porosité pourrait résulter du ressuage plus important des bétons contenant des cendres volantes. Contrairement aux conclusions obtenues en laboratoire, plusieurs études de la performance en service de structures en béton contenant des cendres volantes indiquent que leur résistance à l’écaillage est généralement satisfaisante [BOU 05, THO 97, LAN 98]. Au Québec, des bétons contenant 25 % et 35 % de cendres volantes ont été utilisés pour construire des trottoirs sévèrement exposés à des cycles de gel-dégel en présence de sels fondants [BOU 03, BOU 05]. Après plus de 4 années de service, l’analyse de la performance en service indique que les bétons à air entraîné avec cendres volantes (25 % et 35 %) ont une bonne résistance à l’écaillage, quoique parfois légèrement inférieure à celle du béton de référence [BOU 05]. La performance en service confirme que l’utilisation d’un produit de cure filmogène, appliqué à la surface du béton frais, permet d’éliminer presque totalement l’écaillage des bétons avec cendres volantes. Globalement, la comparaison des durabilités à l’écaillage en laboratoire et en service suggère que l’essai accéléré de la norme ASTM C672 tend à sous estimer la résistance à l’écaillage alors que l’essai d’écaillage de la norme B NQ 2621-900 semble nettement mieux en mesure de prédire la performance réelle des bétons avec cendres volantes [BOU 03]. La résistance à l’écaillage des bétons avec laitiers a fait l’objet d’un nombre limité d’études. Les travaux de Bouzoubaâ et al. ont montré que le remplacement de 25 % et de 35 % du ciment par un laitier diminue très légèrement la résistance à l’écaillage des bétons avec air entraîné [BOU 03]. Après 50 cycles de geldégel selon la norme ASTM C672, les masses de débris sont comprises entre 0,9 et 1,4 kg/m2, ce qui est tout juste au-dessus de la limite de 0,8 kg/m2 imposée par le ministère des Transports de la province canadienne de l’Ontario (figure10.32). Globalement, l’augmentation de la teneur en laitier a diminué la résistance à l’écaillage [BOU 03]. L’influence défavorable du laitier sur la résistance à l’écaillage a également été démontrée par les travaux de Saric-Coric et Aïtcin qui ont étudié la durabilité au gel de bétons à hautes performances fabriqués avec un rapport E/L de 0,35 et des teneurs en laitiers comprises entre 0 % et 80 % [SAR 03]. Après 50 cycles de geldégel selon la procédure ASTM C672, comportant 14 jours de mûrissement humide, tous les bétons avec laitier ont produit des débris dont la masse totale était supérieure à la limite maximale de 0,5 kg/m2 du ministère des Transports de la

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province de Québec. Les bétons contenant 20 % et 30 % de laitiers avaient une masse de débris tout juste au-dessus de la limite (0,6-0,7 kg/m2) alors que ceux contenant 50 % et 80 % de laitier avaient des masses de débris comprises entre 1,8 et 2,5 kg/m2. Les travaux de Saric-Coric et Aïtcin ont clairement démontré que la plus faible résistance à l’écaillage des bétons avec laitier testés en laboratoire était essentiellement due à la durée trop courte du mûrissement (14 jours) ne permettant pas à la pâte en surface de développer tout son potentiel de durabilité. En effet, l’utilisation d’un mûrissement humide de 28 jours, avant de soumettre les bétons à la procédure normalisée ASTM C672, a permis de produire des bétons avec laitiers (0-80 %) possédant tous une très bonne résistance à l’écaillage (débris < 0,5 kg/m2). Contrairement au cas des cendres volantes, l’utilisation d’un produit de cure filmogène n’améliore pas la résistance à l’écaillage des bétons avec laitier; ce type de mûrissement a plutôt pour effet d’augmenter légèrement la masse des débris (figure 10.32). Comme pour le cas des bétons avec cendres volantes, la durabilité à l’écaillage des bétons avec laitiers à air entraîné en service peut être tout à fait satisfaisante malgré une performance inacceptable lors des essais normalisés d’écaillage en laboratoire [HOO 00, BOU 03]. Au Québec, des bétons contenant 25 % et 35 % de laitiers ont été utilisés pour fabriquer des trottoirs sévèrement exposés à des cycles de gel-dégel en présence de sels fondants [BOU 03]. Après plus de 4 années de service, l’analyse de la performance indique que les bétons à air entraîné avec laitier (25 % et 35 %) avaient une très bonne résistance à l’écaillage. Contrairement aux conclusions obtenues en laboratoire, plusieurs études de la performance en service de bétons contenant des cendres volantes ou des laitiers indiquent que leur résistance à l’écaillage est généralement satisfaisante lorsqu’ils sont adéquatement protégés par un bon réseau de bulles d’air entraîné.

3.2.2.4. Influence du mûrissement, des produits de cure et du séchage L’allongement de la période de mûrissement a généralement des effets favorables sur la résistance à l’écaillage en favorisant la formation d’une pâte de ciment plus imperméable et moins poreuse. Cependant, dans le cas des bétons d’usage courant ne contenant pas d’additions minérales, l’allongement de la période de mûrissement humide au-delà de 14 ou 28 jours, ne produit qu’une amélioration marginale de la résistance à l’écaillage des bétons testés en laboratoire. Certains types de bétons à hautes performances à air entraîné peuvent développer une excellente résistance à l’écaillage malgré une durée de mûrissement humide de seulement 3 jours [GAG 93, GAG 91].

438


L’influence des produits de cure sur la résistance à l’écaillage peut être très variable en fonction du type de produit et du type de bétons sur lequel ils sont appliqués. Les travaux de Bouzoubaâ et al. ont montré que dans le cas d’un béton normal, l’utilisation d’un produit de cure engendre une masse des débris environ deux fois plus importante que celle obtenue avec un mûrissement humide de 14 jours (figure 10.32). Comparativement au mûrissement humide, il diminue également la durabilité à l’écaillage des bétons avec laitiers. À l’inverse, le produit de cure peut avoir des effets très favorables sur la résistance à l’écaillage des bétons avec cendres volantes [BIL 98, KLE 87].

3.2.3. Résistance à l’écaillage des bétons spéciaux La formulation des bétons spéciaux se distingue généralement de celle des bétons conventionnels au niveau du dosage des matières cimentaires, du rapport E/L et des adjuvants. Les effets des matériaux cimentaires et du rapport E/L sur la résistance à l’écaillage des bétons spéciaux sont fondamentalement les mêmes que ceux déjà été présentés aux paragraphes 3.2.2.1 à 3.2.2.3. Quelques résultats spécifiques permettant de mieux comprendre la résistance à l’écaillage des bétons autoplaçants et des bétons à hautes performances sont présentés ci-après.

3.2.3.1. Bétons autoplaçants Comme nous l’avons déjà écrit au paragraphe 3.1.7.1, la formulation des bétons autoplaçants a comme principale particularité de comporter une plus grande proportion volumique de pâte. Cette caractéristique de formulation n’est pas un paramètre majeur des mécanismes fondamentaux de destruction par écaillage. Par conséquent, la durabilité à l’écaillage des bétons autoplaçants n’est pas fondamentalement différente de celle des bétons d’usage courant [PER 03, KHA 00]. Il faut cependant noter que certains agents de viscosité peuvent diminuer légèrement la résistance à l’écaillage de bétons autoplaçants fabriqués avec un ciment Portland normal [KHA 95]. Des études en laboratoire ont confirmé que des bétons autoplaçants à air entraîné fabriqués avec différent types de liants (ciment Portland normal, liant avec 3 % de fumée de silice, liant avec 3 % de fumée de silice et 20 % de cendres volantes) possèdent une excellente résistance à l’écaillage lorsque le rapport E/L est inférieur à 0,41 [KHA 00, BEA 99]. Depuis 1997, le ministère des Transports du Québec a utilisé de nombreuses formulations de bétons autoplaçants pour la construction d’ouvrages routiers en béton armé exposés aux cycles de gel-dégel en présence de sels fondants [HOV 00]. Tous les bétons autoplaçants avaient une résistance à la compression à 28 jours d’au moins 35 MPa et un volume d’air entraîné compris entre 5 % et 8 %. Le facteur d’espacement des bulles d’air était inférieur à 250 µm. Les rapports E/L étaient compris entre 0,35 et 0,40. Plusieurs

439


types de liants ont été utilisés dont notamment un ciment Portland normal, un liant avec 8% de fumée de silice, un liant avec 5 % de fumée de silice et 30 % de laitier et un liant avec 5 % de fumée de silice 20 % de cendres volantes. Tous les bétons autoplaçants contenant de la fumée de silice ont développé une excellente résistance à l’écaillage selon la procédure ASTM C672. Seul le béton autoplaçant fabriqué avec le ciment Portland normal s’est fortement écaillé en laboratoire (débris = 1,8 kg/m2). En service, tous ces bétons ont développé une excellente durabilité à l’écaillage [HOV 00].

3.2.3.2. Bétons à hautes performances Les bétons à hautes performances ont un rapport E/L plus faible qui contribue à produire une pâte de ciment peu poreuse et imperméable généralement en mesure de développer une très bonne résistance à l’écaillage. La résistance à l’écaillage des bétons à hautes performances à air entraîné (rapport E/L ≤ 0,35) est habituellement excellente [GAG 93, GAG 91, BAR 05]. L’effet bénéfique de la baisse du rapport E/L sur la résistance à l’écaillage a déjà été présenté au paragraphe 3.2.2.2. On a notamment montré qu’un facteur d’espacement inférieur à 200 µm est généralement nécessaire pour protéger un béton d’usage courant (rapport E/C = 0,45) contre l’écaillage. Pour un rapport E/L de 0,30, un facteur d’espacement de 500 µm peut être suffisant pour obtenir une durabilité à l’écaillage acceptable (figure 10.33). Certains bétons à hautes performances, notamment ceux contenant de la fumée de silice, sont même en mesure de résister à l’écaillage malgré un facteur d’espacement supérieur à 750 µm [GAG 96, GAG 90]. La durabilité à l’écaillage de plusieurs types de BHP utilisés pour la construction d’ouvrages d’art en France a fait l’objet d’une étude approfondie par le groupe « Durabilité BHP 2000 » [BAR 02, BAR 99]. Les résultats indiquent que, dans la plupart des cas, les BHP ne nécessitent pas l’utilisation d’un entraîneur d’air pour présenter un bon comportement vis-à-vis des cycles accélérés de gel en présence de sels de déglaçage (procédure XP P18-420). Cependant, certaines formulations de BHP sans air entraîné se sont avérées non durables. Ces résultats tendent à confirmer le caractère non systématique de la durabilité à l’écaillage des BHP sans air entraîné [BAR 05]. La comparaison de la durabilité à l’écaillage de BHP sans air entraîné en condition in situ avec celle obtenue par des essais normalisés en laboratoire (XP P18-420) a montré que le comportement (classement) en laboratoire correspond plutôt bien à celui observé après cinq ans en condition in situ [BAR 00].

440


8

E/L = 0,30


7

E/C = 0,43-0,47 [Petersson, 1993]

6 5 4 3 2 1 0 0

250

500

750

1 000

1 250

1 500


En pratique, avant d’autoriser la mise en place d’un béton sans air entraîné fortement exposé à des cycles de gel-dégel en présence de sels fondants, il convient de toujours de valider la durabilité à l’écaillage par des essais de laboratoire. Figure 10.33 : influence du rapport E/L et du facteur d’espacement sur la résistance à l’écaillage de bétons avec sans fumée de silice [GAG 96]. Les bétons à hautes performances ont été fabriqués avec un rapport E/L de 0,30. Certains bétons à hautes performances ont été fabriqués avec un ciment contenant 8% de fumée de silice. La résistance à l’écaillage, mesurée selon la procédure ASTM C672, est considérée comme acceptable lorsque la masse des débris après 50 cycles est inférieure à 1 kg/m2. Pour un rapport E/L de 0,30, un facteur d’espacement de 500 µm est tout à fait suffisant pour obtenir une durabilité à l’écaillage acceptable.

4. L’ENTRAÎNEMENT D’AIR DANS LES BÉTONS Tous les bétons contiennent un volume plus ou moins important de bulles d’air. Ces bulles d’air sont essentiellement formées lors du malaxage du béton frais. Dans le béton durci, elles forment un réseau macroporeux stabilisé par la solidification de la pâte de ciment. En l’absence d’adjuvant ou de contaminant entraîneur d’air, le volume total des bulles d’air est généralement compris entre 1 % et 3 % du volume du béton. Des adjuvants entraîneurs peuvent être utilisés pour augmenter le volume d’air du béton (4 % à 10 %). D’autres types d’adjuvants (superplastifiants, réducteurs d’eau) peuvent posséder une fonction secondaire d’entraînement d’air. Dans les climats froids, l’utilisation d’agent entraîneur d’air est recommandée dans presque tous les bétons, notamment dans ceux exposés à des cycles de gel-dégel et à des sels fondants. En plus de protéger efficacement le béton contre ces attaques, l’entraînement d’air peut influencer d’autres propriétés du béton frais et durci.

441


4.1. Types et modes d’action des adjuvants entraîneurs d’air Les pales des bétonnières, en malaxant la masse du béton frais, créent des vortex qui introduisent des bulles d’air dans la pâte. Cependant, ces bulles fusionnent facilement en bulles plus grosses qui sont alors soumises à une poussée d’Archimède importante, et viennent crever en surface. Par la suite, la vibration expulse la majorité des bulles résiduelles. Il en résulte que dans un béton durci courant, fabriqué sans entraîneur d’air, on mesure de faibles volumes d’air (< 2 %). Les bulles d’air ainsi produites sont relativement grosses, car leur diamètre est généralement compris entre quelques centaines de micromètres et quelques millimètres. Il s’agit, la plupart du temps, d’un réseau impropre à assurer une protection efficace contre l’attaque du béton par les cycles de gel-dégel. Les adjuvants entraîneurs d’air stabilisent les bulles engendrées lors du malaxage du béton frais. En s’opposant à la coalescence des bulles, ils favorisent la formation de bulles à la fois plus nombreuses et plus petites. Les bulles d’air entraîné ont généralement un diamètre compris entre 5 et 100 µm. En jouant sur la nature et sur le dosage de l’entraîneur d’air, on dispose d’un outil puissant pour régler les caractéristiques du réseau de bulles d’air entraîné dans le béton (figure 10.34).

Volume d'air en % du volume total

50

E/C = 0,70 40

30

E/C = 0,50

20

E/C = 0,40

10

0

0,2

0,4

0,6

0,8

1,0

Résine Vinsol en % du ciment

Figure 10.34 : influence du dosage en adjuvant entraîneur d’air et du rapport E/C sur le volume d’air dans une pâte de ciment, d’après [POW 68]. Deux conclusions essentielles sont à retenir de l’examen de cette figure : (i) en jouant sur le dosage en adjuvant, on peut ajuster le volume d’air entraîné V ; (ii) le domaine de variation de V, pour des teneurs réalistes en adjuvant, est imposé par les caractéristiques de la pâte de ciment, ici le rapport E/C.

442


Les adjuvants entraîneurs d’air sont des molécules organiques, de composition chimique très variables, qui ont des propriétés surfactantes. Leurs molécules comportent une extrémité polaire hydrophile reliée à une chaîne hydrophobe. Les adjuvants entraîneurs d’air peuvent être de type anionique, cationique ou non ionique selon la charge portée par l’extrémité hydrophile de leurs molécules. Les pôles hydrophobe et hydrophile des molécules font en sorte qu’elles peuvent s’adsorber aux interfaces air/eau ou ciment/eau. Cette adsorption abaisse fortement la tension superficielle air/eau dont la valeur peut passer de 0,072 N/m à 0,018 N/m. Plus la concentration du surfactant augmente plus la tension de surface de la solution diminue. Le résultat pratique est que l’adjuvant entraîneur d’air favorise la stabilisation de bulles d’air plus petites car l’abaissement de la tension superficielle permet, pour une énergie de malaxage donnée, de créer des interfaces plus étendues. Deux principaux mécanismes ont été proposés pour expliquer la fonction stabilisatrice des adjuvants entraîneurs d’air. La partie hydrophile (chargée électriquement) de certaines molécules d’adjuvant entraîneur d’air peut se fixer solidement sur les grains de ciment, qui dès le premier contact avec l’eau, se recouvrent d’une fine couche d’hydrates portant une charge positive (figure 10.35). Les bulles d’air sont alors maintenues éloignées les unes des autres en plus d’être ancrées à la phase solide de la suspension. D’après Kreijger, c’est ce mécanisme qui s’oppose à la coalescence des bulles et à leur ascension vers la surface [KRE 67]. Les adjuvants entraîneurs d’air stabilisent les bulles engendrées lors du malaxage du béton frais. En s’opposant à la coalescence des bulles, ils favorisent la formation de bulles à la fois plus nombreuses et plus petites. En jouant sur la nature et sur le dosage de l’entraîneur d’air, on dispose d’un outil puissant pour régler les caractéristiques du réseau de bulles d’air entraîné dans le béton. – – Air – – + + – – C – + +– + – –

– – + – + + –+ C + + + – – – –

–

Air

–

–

– –

Air

– –

– – – – ++ + + – –+ C + – – ++– –

Figure 10.35 : bulles d’air ancrées aux grains de ciment sous l’action des molécules d’un adjuvant entraîneur d’air anionique, d’après [KRE 67].

443


L’autre mécanisme de stabilisation des bulles d’air se fonde sur le principe que certains types d’adjuvants entraîneurs d’air produisent, au contact de la solution interstitielle de la pâte de ciment, un précipité insoluble et hydrophobe, qui forme une membrane à l’interface eau/air [MIE 58]. Les bulles d’air sont alors recouvertes d’un film suffisamment épais et solide pour engendrer un effet stérique qui favorise la dispersion et qui s’oppose à la coalescence des bulles. La formation d’un film continu et plus ou moins imperméable à la surface des bulles pourrait également favoriser la formation des plus petites bulles d’air (5 à 10 µm de diamètre). Ces très petites bulles d’air sont thermodynamiquement plus instables car leur petit diamètre engendre une forte pression capillaire qui favorise la dissolution du gaz dans la solution interstitielle. Ramachandran a calculé que les bulles d’air ayant un diamètre de moins de 4 µm ne peuvent exister car elles sont complètement dissoutes dans la solution [RAM 95]. La formation d’un film à la surface des bulles diminue la perméabilité et ralentit la diffusion du gaz au travers de la paroi de la bulle. Les très petites bulles d’air sont alors thermodynamiquement plus stables. L’analyse microscopique du béton durci tend à confirmer que les plus petites bulles d’air ont un diamètre de l’ordre de 5 µm.

4.2. Caractéristiques du réseau de bulles d’air 4.2.1. Principales caractéristiques du réseau de bulles d’air Nous avons déjà vu que la qualité d’un réseau de bulles d’air entraîné peut être évaluée à partir de trois paramètres principaux : le volume total, la surface volumique moyenne et l’espacement des bulles d’air dans le réseau. La mesure du volume total des bulles (V), exprimé en pourcentage du volume total du béton, permet d’apprécier la qualité générale du réseau de bulles d’air entraîné. Des méthodes d’essais normalisées peuvent être utilisées pour déterminer le volume d’air total à partir d’échantillons de béton frais ou durci (§ 4.2.2). Par exemple, avant la mise en place du béton au chantier, l’utilisation d’un aéromètre permet de vérifier rapidement si le volume d’air contenu dans le béton frais est conforme aux exigences du devis. Le volume d’air contenu dans un béton sans air entraîné est généralement inférieur 3 % du volume total. Celui des bétons à air entraîné est variable en fonction des exigences spécifiques de durabilité. Il est généralement compris entre 4 % et 10 %. Le volume total d’air ne donne aucune mesure directe de la dimension et de l’espacement des bulles d’air. Par exemple, un vide de 50 litres rempli d’air situé au centre d’un cube de 1m de côté ne protège évidemment pas ce m3 de béton contre les effets des cycles de gel et dégel. L’espacement des bulles d’air est un paramètre très important gouvernant l’intensité des pressions internes engendrées par le gel de la pâte de ciment (§ 3.1.5). La mesure du facteur d’espacement des bulles

444


d’air, L , permet de caractériser l’espacement moyen des bulles d’air à partir de l’observation au microscope d’une surface de béton polie (§ 4.2.2). Le calcul de L prend en compte à la fois le volume et la dimension des bulles d’air. Le facteur d’espacement des bulles est le meilleur indicateur de la protection offerte par le réseau de bulles d’air puisqu’il correspond approximativement à la demi-distance séparant les parois de deux bulles voisines du réseau supposé régulier (figure 10.36). Le facteur d’espacement d’un béton sans air entraîné est généralement supérieur à 700 µm. Celui d’un béton bien protégé par un bon réseau de bulles d’air entraîné est généralement compris entre 100 et 200 µm.

Bulle d'air

–

L –

L

– L – L

Pâte de ciment

Figure 10.36 : représentation schématique du facteur d’espacement des bulles d’air. Les deux réseaux de bulles occupent 30% du volume total de la pâte. Malgré un volume total identique, la demi distance séparant deux bulles d’air voisines ( L ) est nettement plus faible lorsque l’air est contenu dans des petites bulles. Pour un même volume total, le réseau constitué de petites bulles offre donc une bien meilleure protection contre la destruction par les cycles de gel-dégel.

La surface volumique moyenne du réseau de bulles d’air, α, correspond au rapport entre la surface et le volume d’une bulle d’air de dimension moyenne (le réseau de bulles d’air est supposé régulier). Cette grandeur, exprimée en mm–1 est notamment déterminée lors du calcul du facteur d’espacement des bulles d’air. Plus la dimension des bulles d’air diminue, plus la surface volumique augmente. Les agents entraîneur d’air, qui favorisent la formation de petites bulles, produisent des réseaux de bulles d’air dont la surface volumique moyenne est généralement supérieure à 25 mm–1. La surface volumique moyenne des bulles d’air d’un béton ne contenant pas d’agent entraîneur d’air est généralement inférieure à 20 mm–1. Dans la pratique, on recommande une valeur de α supérieure à 25 mm–1 [ATI 89]. La figure 10.37 montre que le respect de cette exigence permet généralement de produire des facteurs d’espacement inférieurs à 200 µm [SAU 91].

445


Surface volumique D (mm–1)

50

40

30

DPP–1

– L 200 μm

20

10

0

200

0

400

600

800

– Facteur d’espacement des bulles d’air L (μm)

Figure 10.37 : relation entre le facteur d’espacement et la surface volumique des bulles d’air, d’après [SAU 91].

Le facteur d’espacement d’un béton sans air entraîné est généralement supérieur à 700 µm. Celui d’un béton bien protégé par un bon réseau de bulles d’air entraîné est généralement compris entre 100 et 200 µm.

4.2.2. Méthodes d’essais Les méthodes pressiométriques sont les plus couramment utilisées pour mesurer rapidement le volume d’air. Les procédures normalisées EN 12350-7, ASTM C231 et CSA A23.2-4C utilisent un aéromètre qui donne une mesure directe du volume d’air contenu dans le béton frais. Ce type de mesure est basé sur le principe qu’une pression appliquée à la surface d’un béton frais engendre la compression du volume gazeux contenu dans le réseau de bulles d’air (les phases liquides et solides sont considérées incompressibles). Le volume d’air total peut être estimé à partir de la chute de pression ou le changement de volume mesuré lors de l’essai. Les différents types d’appareils de mesure du volume d’air dans le béton frais comportent un manomètre ou une échelle graduée devant faire l’objet de procédures de calibrage spécifiques et régulières. Les méthodes pressiométriques (aéromètre) ne doivent pas être utilisées pour mesurer le volume d’air des bétons contenant des granulats légers ou très poreux. Pour ces types de bétons, les normes EN 206-1 et CSA A23.1 recommandent la procédure normalisée ASTM C173. Cette procédure, plus longue et plus complexe, permet d’obtenir une me-

446


sure du volume d’air total qui exclut l’air pouvant être contenu dans la porosité connectée des granulats. Elle est fréquemment utilisée pour mesurer le volume d’air dans les mortiers. Certaines caractéristiques du réseau de bulles d’air (surface volumique, facteur d’espacement) ne peuvent être obtenues directement à partir d’un échantillon de béton frais. On peut cependant les déterminer à partir d’observations au microscope de sections polies taillées dans le béton durci (environ 100 × 100 × 20 mm). En général, un béton âgé d’au moins trois jours permet de produire des surfaces polies adéquates pour l’observation microscopique. La procédure normalisée ASTM C457 décrit le mode opératoire et les méthodes de calcul du volume d’air total (V), de la surface spécifique moyenne des bulles d’air et du facteur d’espacement des bulles d’air ( L ). L’observation microscopique des sections polies doit être effectuée par un opérateur confirmé. Celui-ci doit pouvoir identifier rapidement, de manière objective et répétitive, les différentes phases du béton (pâte de ciment, granulats et bulles d’air) apparaissant derrière un repère gravé dans un des oculaires du microscope. La qualité du polissage a une importance majeure sur la fiabilité des résultats. L’ouvrage de Pigeon et Pleau [PIG 95] présente en détail le principe de la mesure, le mode opératoire, les procédures de calcul ainsi qu’une discussion sur la variabilité et la reproductibilité des résultats. Cette brève revue des méthodes d’essais montre que deux types d’approches peuvent être utilisés pour déterminer le volume d’air entraîné : les méthodes pressiométriques, à partir du béton frais, et la méthode microscopique à partir du béton durci. Les travaux de Saucier et al. ont permis de comparer les volumes d’air mesurés dans le béton frais et dans le béton durci [SAU 91]. Les données de leur étude proviennent de plus de 80 formulations de bétons fabriqués en laboratoire et en chantier (rapport E/C = 0,45). Les données de la figure 10.38 montrent qu’il peut exister fréquemment des écarts de 2 % entre les valeurs mesurées dans le béton frais et dans le béton durci. L’écart tend à s’accroître lorsque le volume d’air devient supérieur à environ 8 %.

447


Volume d'air du béton frais (%)

16

lité

ga

'é ed

n

Lig

12

M 8

4

M

0

4

8

12

16

Volume d'air du béton durci (%)

Figure 10.38 : comparaison des volumes d’air entraîné mesurés sur le béton frais, puis sur le béton durci, d’après [SAU 91]. La courbe moyenne (M), obtenue par la méthode des moindres carrés, coïncide assez bien avec la ligne d’égalité dans le domaine le plus courant (5-7 %), mais peut s’en écarter notablement aux valeurs extrêmes.

4.3. Production du réseau de bulles d’air entraîné La formulation d’un béton à air entraîné nécessite un travail préalable de mise au point en laboratoire et sur le site de production. La démarche consiste à sélectionner et à doser l’adjuvant entraîneur d’air de manière à produire un réseau de bulles d’air dont le volume total et le facteur d’espacement soient conformes aux exigences spécifiées. Il faut également vérifier la stabilité du réseau de bulles d’air pour s’assurer qu’il ne sera pas significativement modifié lors du transport, du pompage et de la mise en place du béton frais (§ 4.4). Le paragraphe 5.2.3 résume les caractéristiques du réseau de bulles d’air spécifiées en fonction du type et des conditions d’exposition du béton. Il n’existe pas de règles simples et précises permettant de choisir le type et le dosage de l’adjuvant entraîneur d’air. La grande diversité des produits actuellement disponibles (résines de vinsol, sels sulfonés d’hydrocarbures, acides gras, détergents synthétiques, etc.) et les très nombreux paramètres de formulation et de mise en œuvre affectant la production du réseau de bulles d’air entraîné ne permettent pas de suggérer des dosages précis pour produire les caractéristiques du réseau de bulles d’air spécifiées. Le processus de formulation d’un béton à air entraîné doit débuter à partir des dosages recommandés dans la notice d’utilisation

448


de l`adjuvant entraîneur d’air. Le choix du dosage optimal dépend notamment des matériaux utilisés (ciment, additions minérales, granulats, autres adjuvants), du rapport E/C, de la méthode de malaxage et des conditions de mise en œuvre (température, vibration, etc.). Des gâchées d’essais, en laboratoire ou sur le site de production, sont nécessaires pour pouvoir déterminer le dosage optimal de l’agent entraîneur d’air. On admet au départ que, toutes choses égales par ailleurs, l’augmentation du dosage de l’adjuvant entraîneur d’air engendre une augmentation du volume d’air. Il faut cependant prendre en compte que l’accroissement du volume d’air engendre une baisse de la résistance à la compression et une augmentation de la maniabilité. Il peut alors être nécessaire de diminuer le rapport E/C, ou d’ajuster le dosage en eau, pour pouvoir satisfaire les spécifications de maniabilité et de résistance mécanique. La production d’un volume d’air entraîné conforme aux spécifications ne garantit pas la conformité du facteur d’espacement des bulles d’air. Cependant, les adjuvants entraîneur d’air commerciaux sont soumis à des normes spécifiques qui exigent notamment la confirmation de leur aptitude à produire un facteur d’espacement inférieur à 200 µm sur béton de référence (EN 480-1) conformément au tableau 5 de la norme EN 934-2, ou à protéger efficacement le béton contre les cycles de gel-dégel (ASTM C233, ASTM C260). Le volume d’air entraîné qui permet d’obtenir un facteur d’espacement de 200 µm est variable en fonction du type de produit, du type de béton et des équipements de production. La figure 10.39 présente un ensemble de résultats expérimentaux qui illustrent la relation entre le facteur d’espacement et le volume d’air [SAU 91]. Pour un volume d’air donné, il n’existe pas qu’une seule valeur du facteur d’espacement. Cette variabilité est due à la dimension moyenne des bulles d’air qui peut notamment changer en fonction du type d’adjuvant entraîneur d’air et de la méthode de malaxage. Les données de la figure 10.38 montrent que pour les plages usuelles de spécification du volume d’air (de 4 % à 8 %), le facteur d’espacement peut varier de 100 µm à 400 µm. C’est pour cette raison que la vérification expérimentale du facteur d’espacement est généralement exigée dans le cas des bétons sévèrement exposés aux cycles de gel-dégel.

449


– Facteur d'espacement des bulles, L (μm)

800

600

I

II

III

400

200

0 0

3

4,5

6

8,5

9

12

Volume d'air du béton frais (%)

Figure 10.39 : facteur d’espacement en fonction de la teneur en air du béton frais, d’après [SAU 91]. Il existe trois régions bien marquées : I : une valeur satisfaisante du facteur d’espacement (supposée fixée à 200 µm) n’est jamais atteinte, II : zone d’incertitude où le facteur d’espacement peut varier entre 100 et 400 µm, III : le facteur d’espacement est toujours inférieur à 200 µm.

Le type et le dosage de l’adjuvant entraîneur d’air ne sont pas les seuls paramètres contrôlant la production du réseau de bulles d’air. Deux groupes de facteurs ont une influence décisive : les paramètres de composition du béton et les conditions de fabrication.

4.3.1. Influence des paramètres de formulation 4.3.1.1. Type d’adjuvant entraîneur d’air Les caractéristiques physico-chimiques (composition moléculaire, concentration) des adjuvants entraîneur d’air commerciaux peuvent être différentes d’un produit à l’autre. Il est donc très important de consulter la fiche technique pour connaître les plages de dosage recommandées pour obtenir le volume d’air souhaité. Les travaux de Pigeon et al. [PIG 89], Plante et al. [PLA 89], et Saucier et al. [SAU 91] ont montré que la nature chimique de l’adjuvant entraîneur d’air peut avoir une grande influence sur la production et la stabilité du réseau de bulles d’air entraîné. Globalement, leurs résultats indiquent que l’efficacité relative des différents types de produits testés (résine de vinsol, hydrocarbures sulfonés, détergents synthétiques) est très variable en fonction du type du ciment, des additions minérales, des superplastifiants et de la température.

450


4.3.1.2. Ciment et rapport E/C Plus un ciment est broyé finement, plus il faut une grande quantité d’adjuvant pour produire un même volume de bulles. Pour une même quantité de ciment, une plus grande finesse augmente la quantité d’adjuvant adsorbée sur les surfaces solides. Par conséquent, il reste moins d’adjuvant entraîneur d’air disponible pour produire et stabiliser les bulles d’air [DU 05]. L’accroissement peut être de l’ordre de 75 % à 100 % quand la surface spécifique du ciment passe de 300 à 500 m2/kg (Blaine) [KOS 04]. L’activité chimique du ciment semble se manifester surtout par ses alcalis mais les résultats obtenus ne sont pas concordants. Smaoui et al. ont montré qu’une augmentation de la teneur en alcalis du ciment (de 0,6 % à 1,25 % Na2Oeq.) engendre une légère augmentation du volume d’air (+ 0,5 %) pour des bétons avec et sans air entraîné [SMA 05]. Selon Plante et al. l’utilisation d’un ciment riche en alcalis a peu d’effet sur la production de l’air entraîné mais il améliore la stabilité du réseau de bulles des bétons à air entraîné [PLA 89]. Pour des bétons de résistance courante et pour un dosage constant de l’adjuvant entraîneur d’air (exprimé par rapport à la masse de ciment), le volume d’air entraîné diminue quand le dosage en ciment augmente (figure 10.40). Par exemple, pour maintenir une teneur en air constante, lorsque le dosage en ciment passe de 230 kg/m3 à 360 kg/m3, il peut être nécessaire de doubler le dosage de l’adjuvant entraîneur d’air [KOS 04].

Volume d'air entraîné (%)

10

Ciment Portland normal Affaissement : 50 à 80 mm

8

222 kg/m3

6

306 kg/m3

4

388 kg/m3 2

0 10 14

20

28

40

56

Diamètre maximal du gros granulat (mm)

Figure 10.40 : relation entre la dimension maximale du granulat, le dosage en ciment et la teneur en air du béton, d’après [KOS 04]. Pour un dosage fixe de l’adjuvant entraîneur d’air, le volume d’air entraîné dépend du dosage en ciment et du diamètre maximal du gros granulat. À maniabilité constante le volume d’air augmente quand le dosage en ciment diminue.

451


Pour certains auteurs, ce n’est pas le dosage en ciment qui importe, mais le rapport E/C (figure 10.34). L’influence du rapport E/C est notamment reliée à la consistance du béton. La baisse du rapport E/C provoque une augmentation du seuil de cisaillement et de la viscosité de la pâte. Selon Du et Folliard, l’augmentation du seuil de cisaillement et de la viscosité de la pâte engendre une « barrière énergique » qui s’oppose à la formation des bulles d’air [DU 05].

4.3.1.3. Consistance et superplastifiant Dans le cas des bétons sans superplastifiant, les variations de consistance sont essentiellement dues aux modifications du rapport E/C. À quantité constante d’adjuvant entraîneur d’air, le volume d’air entraîné augmente lorsque l’affaissement passe de 75 mm à 150 mm. Au-delà de 150 mm, il peut diminuer en raison de l’instabilité croissante des grosses bulles d’air qui remontent vers la surface [DOD 90]. Les superplastifiants peuvent augmenter ou diminuer le volume d’air entraîné en fonction de la nature chimique de l’adjuvant et de l’affaissement du béton. Les superplastifiants à base de naphtalène tendent à augmenter le volume d’air alors que ceux à base de mélamine peuvent diminuer ou n’avoir pas d’effet sur le volume d’air entraîné [KOS 04]. Des essais de chantier ont montré que certains superplastifiants à base de polycarboxylates possèdent une fonction secondaire d’entraînement d’air. Ils peuvent augmenter très fortement le volume d’air entraîné (> 10 %), notamment lors de l’agitation durant le transport [GAG 04]. Les superplastifiants tendent généralement à augmenter la dimension moyenne des bulles d’air entraîné [PIG 89, PLA 89]. Par conséquent, pour un volume d’air donné, l’ajout de superplastifiant tend à augmenter le facteur d’espacement du réseau de bulles d’air. Pour certaines combinaisons ciment/adjuvant entraîneur d’air, le facteur d’espacement peut passer de moins de 200 µm, avant l’ajout de superplastifiant à près de 400 µm, après l’ajout de superplastifiant [PLA 89]. Cela confirme bien que des études préalables en laboratoire ou des essais sur le site de production en usine sont indispensables.

4.3.1.4. Addition minérales L’influence des additions minérales sur la production du réseau de bulles d’air entraîné varie considérablement en fonction de la dimension des particules, de leur réactivité, de leur composition chimique et de leur taux d’addition dans le béton. La fumée de silice, lorsque utilisée à des dosages de 5 % et 10 % de la masse du liant, a relativement peu d’effet sur la production du réseau de bulles d’air entraîné [PIG 89]. La fumée de silice peut provoquer une légèrement augmentation de la surface volumique (bulles plus petites) et une légère augmentation du volume

452


d’air entraîné. L’augmentation du volume d’air ne se produit que lorsqu’un superplastifiant est utilisé pour compenser la plus grande demande en eau des liants avec fumée de silice [PIG 89]. L’utilisation de cendres volantes diminue fortement l’efficacité des adjuvants entraîneur d’air. Les travaux de Zhang ont montré que les bétons avec cendres volantes peuvent nécessiter des dosages en adjuvant entraîneur d’air jusqu’à cinq fois plus élevés que ceux qui sont normalement recommandés dans les bétons fabriqués avec un ciment Portland normal [ZHA 96]. Plusieurs caractéristiques physico-chimiques particulières des cendres volantes sont souvent mises en cause pour expliquer ce phénomène [DU 05]. Au niveau physique, la surface spécifique des cendres volantes est généralement légèrement supérieure à celle du ciment Portland. Une plus grande quantité d’adjuvant entraîneur d’air peut alors être adsorbée à la surface des particules de cendres volantes. Les cendres volantes peuvent contenir des cénosphères et des plérosphères qui contribuent à augmenter l’adsorption de l’adjuvant entraîneur d’air. Au niveau chimique, les cendres volantes contiennent du carbone fortement adsorbant qui neutralise partiellement l’adjuvant entraîneur surtout s’il est sous forme de suie [DU 05]. La capacité d’adsorption du carbone dépend notamment de la taille, de la chimie de surface et de la forme des sites actifs [DU 05]. Malgré ces interactions, plus ou moins sévères en fonction des caractéristiques physico-chimiques particulières des cendres volantes, il est généralement possible de produire un réseau de bulles d’air dont le volume total et le facteur d’espacement respectent les exigences habituelles pour la protection contre les cycles de gel-dégel [BOU 03, LAN 89, ZHA 96]. Les laitiers de haut-fourneau diminuent l’efficacité des adjuvants entraîneur d’air [SAR 03, FER 90]. Pour un volume d’air entraîné donné, la demande en adjuvant entraîneur d’air augmente avec le dosage en laitier. Les travaux de Saric-Coric et Aïtcin ont montré que des bétons fabriqués avec des liants contenant 50 % et 80 % de laitier requièrent des dosages en adjuvant entraîneurs d’air de 2 à 4 fois plus élevés que ceux utilisés en l’absence de laitier [SAR 03]. Selon Saric-Coric et Aïtcin, la plus grande demande en adjuvant entraîneur d’air des bétons avec laitier découle de leur plus faible production d’ions Ca2+. Ces ions, qui forment des sels insolubles avec les extrémités hydrophiles de l’adjuvant entraîneur d’air, interviennent dans le mécanisme de stabilisation des bulles d’air.

4.3.1.5. Granulats La forme, la texture des particules, la granulométrie et la proportion volumique du squelette granulaire influencent les mécanismes de cisaillement et la formation de vortex lors du malaxage du béton [DU 05]. À maniabilité constante et pour un dosage fixe de l’adjuvant entraîneur d’air, l’augmentation de la dimension maximale

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du gros granulat engendre une diminution du volume d’air entraîné (figure 10.40). Pour un dosage constant en ciment et en adjuvant entraîneur d’air, le volume d’air entraîné augmente avec l’accroissement de la proportion de granulats fins dans le béton. Les particules ayant un diamètre compris entre 160 µm et 630 µm ont un effet favorable sur l’entraînement d’air. L’augmentation de la proportion de particules de moins de 160 µm diminue significativement le volume d’air entraîné [DU 05]. Les granulats fins contaminés par des huiles ou des matières organiques peuvent engendrer d’importantes variations du volume d’air entraîné (§ 4.3.1.6).

4.3.1.6. Eau de gâchage et contaminants L’eau potable, utilisée comme eau de gâchage, n’a pas d’effet significatif sur l’entraînement d’air car elle contient relativement peu d’impuretés. En revanche, les eaux de gâchage contenant certaines impuretés organiques ou inorganiques peuvent avoir des effets favorables ou défavorables sur l’entraînement d’air. Par exemple, les eaux contenant des algues favorisent l’entraînement et la stabilisation des bulles d’air alors que les fortes teneurs en ions Ca2+ et Mg2+ que l’on retrouve dans les eaux de lavage des camions malaxeur et dans les eaux très dures nuisent à l’entraînement d’air [DU 05]. Les réseaux de bulles d’air partiellement ou entièrement produits par des contaminants (dans l’eau de gâchage ou dans les granulats) offrent généralement une mauvaise protection contre les cycles de gel-dégel. Malgré un volume d’air parfois acceptable (> 5 %), ces réseaux de bulles d’air sont constitués de grosses bulles d’air instables et dont le facteur d’espacement peut être très supérieur à la valeur de 200 µm généralement recommandée pour la protection contre les effets des cycles de gel-dégel. Dans un tel cas, il faut commencer par désentraîner ces grosses bulles pour ensuite entraîner de petites bulles.

4.3.1.7. Autres adjuvants Les adjuvants entraîneur d’air peuvent entrer en interaction physico-chimique avec d’autres adjuvants du béton (réducteur d’eau, superplastifiant, retardateur et accélérateur de prise). Les interactions sont souvent associées à l’apport d’électrolytes inorganiques ou de molécules organiques polaires contenus dans les adjuvants pouvant être utilisés simultanément avec l’entraîneur d’air [DU 05]. Les travaux de Pigeon et al. [PIG 89], Plante et al. [PLA 89] et Saucier et al. [SAU 91] ont démontré que des incompatibilités chimiques peuvent diminuer très significativement l’efficacité de l’adjuvant entraîneur d’air, tant du point de vue de la production que de la stabilité du réseau de bulles d’air. La grande complexité et la diversité des structures moléculaires des adjuvants ne permettent pas de formuler des recommandations spécifiques permettant d’éviter les combinaisons incompatibles. Néanmoins, les fiches techniques des adjuvants peuvent indiquer des in-

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compatibilités entre certains types de produits. En l’absence de données, la compatibilité des adjuvants doit généralement être vérifiée expérimentalement.

4.3.1.8. Fibres Les fibres peuvent avoir des effets défavorables sur la production et la stabilité du réseau de bulles d’air [BAL 88]. Dans le béton frais, l’entrecroisement des fibres et du squelette granulaire s’oppose à la formation de vortex et aux cisaillements intergranulaires. Du point de vue de l’entraînement d’air, ce phénomène diminue l’efficacité du malaxage. L’effet de l’ajout de fibres varie beaucoup en fonction de la séquence d’introduction dans le malaxeur. L’incorporation des fibres, en même temps que les autres ingrédients du béton, diminue fortement l’efficacité de l’adjuvant entraîneur d’air. Un surdosage de plus de 50 % peut être nécessaire pour compenser la perte d’efficacité du malaxage. Avec ce type de séquence de malaxage, l’influence défavorable sur l’entraînement d’air s’accroît avec la longueur, la rigidité et le dosage des fibres. Les fibres ont généralement un effet beaucoup moins défavorable lorsqu’elles sont ajoutées tardivement, en fin de malaxage, et après la production d’un réseau de bulles d’air approprié. Les travaux de Balaguru et Ramakrishnan ont démontré qu’il est possible de produire un réseau de bulles d’air de bonne qualité ( L < 200 µm) dans des bétons contenant 44 kg/m3 de fibres d’acier à crochets de 50 mm de longueur [BAL 88]. Les réseaux de bulles d’air partiellement ou entièrement produits par des contaminants (dans l’eau de gâchage ou dans les granulats) offrent généralement une mauvaise protection contre les cycles de gel-dégel. Malgré un volume d’air parfois acceptable (> 5 %), ces réseaux de bulles d’air sont constitués de grosses bulles d’air instables.

4.3.2. Influence des conditions de mise en œuvre 4.3.2.1. Mode de malaxage Le type de malaxeur influence les mécanismes d’emprisonnement et de dispersion (fractionnement/coalescence) des bulles d’air dans le béton frais. Les paramètres de malaxage (durée, vitesse, couple, compression, tension, cisaillement, pétrissage, etc.) gouvernent la vitesse de production et la dimension des bulles d’air [DU 05]. L’efficacité du processus de malaxage est aussi fonction de la quantité relative de béton dans le malaxeur. Des charges trop faibles ou trop importantes peuvent diminuer très significativement l’intensité des processus de cisaillement ou la formation de vortex dans le béton frais. L’usure des pales du malaxeur diminue la dispersion de l’air et allonge le temps de malaxage nécessaire pour produire un réseau de bulles d’air donné.

455


4.3.2.2. Température L’augmentation de la température du béton engendre une diminution du volume d’air entraîné. Pour pouvoir maintenir le volume d’air constant, il faut augmenter le dosage de l’adjuvant entraîneur d’air. Le facteur d’espacement tend alors à diminuer. Par contre, si le dosage de l’adjuvant est diminué pour tenir compte d’une diminution de température du béton, le facteur d’espacement risque d’augmenter. Des mécanismes physico-chimiques relativement complexes ont été proposés pour tenter d’expliquer la perte d’efficacité des adjuvants entraîneur d’air consécutive à une augmentation de la température [DU 05]. Ce phénomène, encore mal compris, fait l’objet d’explications parfois discordantes.

4.4. Stabilité du réseau de bulles d’air entraîné La stabilité est une caractéristique importante du réseau de bulles d’air initialement entraîné lors du malaxage. L’agitation durant le transport du béton frais, les ajouts d’eau et d’adjuvants sur chantier, le pompage et la vibration peuvent provoquer l’échappement des bulles vers la surface et le fusionnement des petites bulles pour en former de plus grosses. La perte d’air et la formation de grosses bulles diminuent la protection offerte par le réseau de bulles d’air en augmentant le facteur d’espacement des bulles. En pratique, pour pouvoir assurer une protection au gel adéquate du béton en place, il est important que les caractéristiques du réseau de bulles d’air (volume total, surface volumique et facteur d’espacement) soit stables, de la fin du malaxage jusqu’à la prise du béton.

4.4.1. Influence du transport du béton frais L’agitation et les chocs imposés lors du transport du béton frais peuvent engendrer des variations du volume et du facteur d’espacement du réseau de bulles d’air entraîné. Les agents entraîneur d’air commerciaux sont conçus pour pouvoir produire et stabiliser le réseau de bulles d’air durant les opérations normales de transport et de mise en place du béton. Saucier et al. ont mesuré l’évolution des caractéristiques du réseau de bulles d’air de bétons à air entraîné entre la fin du malaxage à la centrale de béton prêt à l’emploi et la mise en place sur le chantier [SAU 90]. Les caractéristiques du réseau de bulles d’air ont été mesurées dans le béton durci après 15, 25, 70 et 90 minutes suivant le premier contact eau/ciment. Les bétons ont été produits dans un malaxeur stationnaire ou dans des camions malaxeurs. Deux types d’adjuvants entraîneur d’air, deux types de superplastifiants et trois ciments ont été étudiés. Leurs résultats montrent qu’en l’absence de superplastifiant, les deux types d’adjuvants entraîneur d’air ont produit des réseaux de bulles d’air stables durant le transport (malaxage à vitesse lente) et la mise en place. L’ajout de superplastifiant à l’usine peut parfois déstabiliser le ré-

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seau d’air en provoquant une augmentation ou une diminution du volume d’air entraîné et du facteur d’espacement. Les réseaux de bulles d’air les plus instables sont obtenus avec les plus faibles dosages en adjuvant entraîneur d’air. Les résultats démontrent qu’une augmentation du volume d’air durant le transport (malaxage à vitesse lente) n’a pas toujours pour effet de diminuer le facteur d’espacement des bulles. Dans certains cas, le volume d’air augmente mais la surface volumique des bulles diminue (bulles plus grosses), ce qui a peu d’influence sur le facteur d’espacement (figure 10.41). Globalement, les résultats indiquent que les mesures du volume d’air entraîné ne permettent pas de prédire l’évolution du facteur d’espacement. Il n’a pas été possible d’expliquer pourquoi certaines combinaisons adjuvant entraîneur d’air/superplastifiants peuvent produire des réseaux de bulles d’air instables. Les auteurs suggèrent de vérifier expérimentalement la stabilité du réseau de bulles d’air après toutes modifications du type et du dosage des adjuvants. 7

Facteur d'espacement (μm)

400

Volume d'air (%)

Superplastifiant B 6 Superplastifiant A

5

4

Sans superplastifiant

3

Superplastifiant A

Sans superplastifiant

300

Superplastifiant B

200 0

15

30

45

60

75

Temps d’échantillonage (min)

90

0

15

30

45

60

75

90

Temps d’échantillonage (min)

Figure 10.41 : évolution, en fonction du temps, du volume d’air et du facteur d’espacement de bétons avec et sans superplastifiant, d’après [SAU 90]. Les caractéristiques du réseau de bulles d’air du béton durci ont été mesurées à la fin du malaxage et jusqu’à 90 minutes après le premier contact eau-ciment. Tous les bétons ont été dosés en usine puis malaxés dans des camions à tambour malaxeur. Le béton sans superplastifiant et celui avec le superplastifiant A ont des réseaux de bulles d’air instables. Les résultats indiquent notamment que les variations du volume d’air entraîné ne permettent pas de prédire l’évolution du facteur d’espacement.

4.4.2. Influence de la vibration et du mode de mise en place Hover et Phares ont étudié l’influence de différents modes de mise en place sur les caractéristiques du réseau de bulles d’air de bétons contenant environ 8 % d’air [HOV 96]. Des dalles sur sol ont été coulées en utilisant quatre méthodes de mise en place : déversement à partir de la chute du camion malaxeur, pompage (deux configurations), déversement à l’aide d’une benne et déversement à l’extrémité d’un convoyeur. Dans tous les cas, une règle vibrante a été utilisée pour araser la surface des dalles. Globalement les mesures des caractéristiques du réseau de bulles d’air dans

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le béton frais et durci indiquent que les méthodes de mise en place ont relativement peu d’effet sur le volume d’air. Les variations du volume d’air sont exprimées par rapport au volume d’air mesuré dans le béton prélevé à la chute du camion malaxeur. Le pompage à l’aide d’une configuration permettant la chute libre du béton dans la dernière section verticale engendre une perte d’air comprise entre 0,5 % et 2 % (valeur absolue). L’utilisation d’un conduit souple, formant une demi-boucle à l’extrémité de la partie verticale du conduit de la pompe, permet de diminuer la perte d’air. L’utilisation d’une benne engendre une perte d’air comprise entre 0,5 % et 1 %. La perte d’air associée à l’utilisation d’un convoyeur est comprise entre 1 % à 1,5 %. L’arasement de la surface à l’aide d’une règle vibrante ajoute une perte d’air d’environ 0,5 %. Malgré ces pertes, dans tous les cas, le réseau de bulles d’air dans les dalles de béton possédait un facteur d’espacement inférieur à 200 µm. Lessard et al. ont montré qu’une configuration de pompage utilisant des tubes reposant sur un sol horizontal n’affecte pas significativement le volume d’air et le facteur d’espacement [LES 96]. L’utilisation de tronçons verticaux, permettant une chute libre du béton dans le tube, engendre des pertes d’air relativement faibles (1 %) mais le facteur d’espacement peut fortement augmenter en passant de 180 µm à plus de 300 µm. L’utilisation d’un étranglement à l’extrémité du dernier tronçon vertical empêche la chute libre du béton dans le tube. Cette approche permet de diminuer considérablement l’accroissement du facteur d’espacement lors des opérations de pompage. L’augmentation du facteur d’espacement mesuré avec les configurations comportant des tronçons verticaux résulte principalement de la coalescence des bulles et des forces d’impact générées lors de la décompression et de la chute libre du béton dans la section verticale du tube de pompage. De plus, les fortes pressions de pompage favorisent la dissolution des plus petites bulles d’air dans la solution interstitielle [PLE 95]. Les bulles d’air entraîné d’un réseau stable sont en équilibre dans le béton frais. Le pompage et les méthodes de mise en place peuvent créer des pressions, des vibrations et des déformations qui modifient l’état d’équilibre des bulles d’air. Des bulles peuvent alors fusionner ou s’échapper vers la surface, ce qui diminue la protection offerte par le réseau de bulles d’air en contribuant à augmenter son facteur d’espacement.

Le volume d’air entraîné diminue avec la durée de vibration interne (figure 10.42). La perte d’air est plus importante dans les bétons ayant un plus grand affaissement et un plus grand volume d’air initial. Une vibration bien utilisée engendre généralement une perte d’air relativement faible. Dans ce cas, l’air perdu résulte de l’échappement de grosses bulles habituellement indésirables du point de vue de la résistance mécanique et de la durabilité au gel-dégel. La perte

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des grosses bulles a relativement peu d’effet sur le facteur d’espacement des bulles d’air. 9

Volume d'air entraîné (%)

8 7 Affaissement 140 mm 6 5 95 mm 4 3 45 mm 2 1 0

10

20

30

40

50

Durée de la vibration (s)

Figure 10.42 : relation entre l’affaissement, la durée de vibration et la teneur en air du béton, d’après [KOS 04]. Les bétons à air entraîné ont été consolidés à l’aide d’un vibrateur de 25 mm de diamètre. Ils ont tous été fabriqués avec le même dosage d’adjuvant entraîneur d’air. Plus la durée de vibration est longue, plus la perte d’air est importante. La perte d’air s’accroît avec l’affaissement.

4.4.3. Influence d’un ajout d’eau Pigeon et al. ont étudié l’influence d’un ajout d’eau sur la stabilité du réseau de bulles d’air entraîné de bétons produits en laboratoire et en usine [PIG 90]. Environ 45 minutes après le premier contact eau/ciment, un ajout d’eau d’environ 10 litres par m3 a été effectué de manière à faire passer l’affaissement de 50 mm à environ 100 mm. Les résultats indiquent que l’ajout d’eau dans un béton à air entraîné produit avec un dosage approprié d’un agent entraîneur d’air à base de détergent synthétique ou d’hydrocarbures sulfonés, n’a pas d’effet significatif sur le facteur d’espacement des bulles d’air. Cependant, l’ajout d’eau engendre souvent une faible augmentation du volume d’air entraîné mais surtout une baisse de résistance mécanique.

4.5. Entraînement d’air dans les bétons spéciaux 4.5.1. Bétons à hautes performances Il est tout à fait possible de produire un réseau de bulles d’air entraîné stable dans un béton à hautes performances. Il importe cependant que l’usine soit équipée de systèmes de dosage (eau, ciment, adjuvants) précis et bien calibrés et d’un malaxeur (en centrale ou en camion) puissant et bien entretenu. Des gâchées d’essais

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sont nécessaires pour déterminer les dosages et vérifier la compatibilité des adjuvants (entraîneur d’air, superplastifiant, retardateur de prise). Les dosages d’adjuvants entraîneur d’air peuvent être de 2 à 3 fois plus élevés que ceux qui sont normalement recommandés dans les bétons de résistance courante. L’agent entraîneur d’air doit être introduit en même temps que le sable et l’eau, au tout début de la séquence de malaxage. L’ouvrage de Aïtcin contient de nombreuses recommandations sur la production des bétons à hautes performances à air entraîné [AÏT 01]. Aïtcin et Lessard ont suivi la production de deux bétons à hautes performances à air entraîné utilisés pour construire deux ponts au Québec [AÏT 94]. Les bétons ont été dosés en usine puis malaxés dans des camions à toupie. Dans les deux cas, la résistance caractéristique spécifiée était de 60 MPa. Les bétons ont été fabriqués avec un liant contenant 8 % de fumée de silice et avec un rapport E/L compris entre 0,29 et 0,30. Les résistances moyennes à 28 jours sont comprises entre 75 et 81 MPa. Les spécifications incluaient notamment un volume d’air entraîné de 5,5 ± 1,5 %, un facteur d’espacement moyen inférieur à 230 µm (aucune valeur supérieure à 260 µm) et un affaissement de 180 ± 40 mm. L’analyse des résultats porte sur 23 échantillonnages pour le premier pont et 43 pour le second. Pour les deux projets, toutes les spécifications préconisées ont pu être respectées. Les facteurs d’espacement moyens étaient de 190 µm et 185 µm avec des coefficients de variation de 17 % et 19 % respectivement.

4.5.2. Bétons autoplaçants De nombreuses études en laboratoire et plusieurs projets de construction ont démontré qu’il est possible de produire des bétons autoplaçants à air entraîné comportant un réseau de bulles stable et pouvant offrir une protection adéquate contre l’attaque par les cycles de gel-dégel [KHA 95, KHA 00, HOV 00]. Cependant, certaines formulations de bétons autoplaçants peuvent produire un réseau de bulles d’air instable en raison de leur grande fluidité et d’une viscosité parfois trop faible [KHA 02]. L’agitation (durant le transport) ou le pompage favorisent l’échappement ou le fusionnement des bulles, ce qui peut produire un facteur d’espacement supérieur aux spécifications habituelles. Khayat et Assaad ont démontré qu’il est possible de stabiliser un réseau de bulles d’air entraîné dans différents types de bétons autoplaçants produits avec ou sans agents de viscosité [KHA 02]. La stabilité a notamment été évaluée durant une période de 95 minutes suivant le premier contact eau ciment. L’utilisation d’un agent de viscosité peut augmenter par un facteur de 2 à 4 la demande en adjuvant entraîneur d’air nécessaire pour produire un facteur d’espacement stable et inférieur à 200 µm. Les liants contenant des cendres volantes peuvent aussi contribuer à augmenter la demande en adjuvant entraîneur d’air. Des réseaux de bulles d’air instables ont été obtenus avec les bétons contenant un dosage en matières cimen-

460


taires relativement faible (360 kg/m3) et un fort dosage en superplastifiant ainsi qu’avec ceux ayant un étalement relativement élevé (640 ± 10 mm) [KHA 02]. Au Canada, des bétons autoplaçants à air entraîné sont fréquemment utilisés, notamment pour la réparation des structures en béton armé [KHA 00, HOV 00, KHA 04]. Ces projets ont pu démontrer qu’il est tout à fait possible de produire en usine, de transporter et de pomper des bétons autoplaçants possédant un réseau de bulles d’air entraîné stable et offrant une bonne protection contre l’attaque par les cycles de gel-dégel. Des études en laboratoire et plusieurs projets de construction ont démontré qu’il est possible de produire des bétons autoplaçants à air entraîné comportant un réseau de bulles stable et pouvant offrir une protection adéquate contre l’attaque par les cycles de gel-dégel.

5. DISPOSITIONS NORMATIVES De nombreux organismes internationaux et nationaux (CEN, Comité européen de normalisation; CSA, Association canadienne de normalisation; ACI, American Concrete Institute; ASTM, American society for testing and materials) établissent des normes pour la construction des structures en béton encadrant la conception structurale (EN 1992, CSA A23.3, ACI 318), la formulation, les spécifications et le contrôle du béton (EN 206-1, CSA A23.1), l’exécution des structures en béton (ENV 13670-1) et les matériaux et procédures d’essais (EN, CSA A23.2, ASTM). Toutes ces normes contiennent notamment de nombreuses exigences et recommandations spécifiques pour la conception et la construction des structures en béton exposées à une ambiance hivernale rigoureuse. L’ensemble des dispositions normatives applicables à la durabilité au gel des structures en béton peut être regroupé en trois familles : 1) des normes de conception qui formulent des exigences et des recommandations sur la géométrie des éléments structuraux dans le but de minimiser l’action de l’environnement sur la structure ; 2) des normes matériaux qui comprennent des recommandations spécifiques sur la formulation du béton, la spécification, la production et le contrôle de la qualité des bétons exposés au gel ; 3) des normes d’essais permettant de vérifier certains critères clés de la performance des bétons exposés à des cycles de gel-dégel (gélivité des granulats, volume d’air entraîné, essais normalisés de durabilité, etc.).

5.1. Normes de conception, disposition constructives Une structure en béton mal conçue peut avoir une durabilité déficiente malgré l’utilisation de matériaux durables et de bonne qualité. La durabilité vis-à-vis du

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gel d’une structure de béton peut être influencée par des paramètres de conception liés à la géométrie des éléments structuraux. Par exemple le choix du type, du nombre et du positionnement des joints de dilatation peut influencer la durabilité au gel des éléments en béton de la sous-structure. Les joints de dilatation sont des composantes relativement fragiles. Ils sont soumis à des sollicitations mécaniques et environnementales importantes qui peuvent engendrer des pertes d’étanchéité. Les joints de tablier qui fuient peuvent permettre à l’eau et aux sels de déglaçage de saturer et de contaminer le béton des poutres chevêtres, des poutres caisson, des piles et des murs de soutènement. Ces éléments en béton, fortement contaminés par les chlorures et maintenus dans un état de saturation plus élevé, sont plus fortement attaqués par les cycles de gel-dégel (fissuration interne et écaillage). La norme canadienne de conception des ponts (CSA S6) recommande de minimiser le nombre de joints structuraux et de les concevoir en fonction de la durabilité de la structure. La conception des systèmes de drainage des eaux de fonte contaminées par les chlorures peut aussi influencer la durabilité au gel des éléments de béton. Des dépressions mal drainées à la surface des tabliers ou à la surface des ailes inférieures des poutres caisson contribuent à maintenir le béton saturé et fortement contaminé par les chlorures. Ces zones sont alors plus fréquemment dégradées par l’écaillage de surface. Pour diminuer la saturation et la contamination des éléments de sous structure, les conduits d’évacuation des eaux de ruissellement et de fonte doivent se prolonger à une distance d’au moins 150 mm sous la surface du tablier (norme CSA S6). Le positionnement des drains doit être conçu pour que les eaux évacuées n’entrent pas en contact avec le béton.

5.2. Normes sur le matériau béton La durabilité au gel du béton est fortement influencée par plusieurs de ses paramètres de composition et de mise en œuvre. Des normes nationales adaptées à chaque contexte climatique national encadrent précisément le choix des constituants, la formulation, la mise en œuvre et le contrôle de la qualité des bétons exposés à des cycles de gel-dégel. De nombreuses exigences normatives peuvent s’appliquer au prescripteur, au producteur et à l’utilisateur du béton.

5.2.1. Norme NF EN 206-1 En ce qui concerne la production du béton, la norme européenne EN 206-1 indique les tâches et responsabilités techniques respectives du prescripteur, du producteur et de l’utilisateur, dans les différents types de spécifications qu’elle prévoit. Le tableau 1 de la norme EN 206-1 définit ainsi quatre classes d’exposition concernant le gel (tableau 10.2).

462


Tableau 10.2 : classes d’exposition au gel-dégel avec ou sans sels fondants (norme EN 206-1). Désignation de la classe

Description de l’environnement

Exemples informatifs illustrant le choix des classes d’exposition

XF1

Saturation modérée en eau sans sels fondants

Surfaces verticales de bétons exposés à la pluie et au gel

XF2

Saturation modérée en eau avec sels fondants

Surfaces verticales de bétons des ouvrages routiers exposés au gel et à l’air véhiculant des sels fondants

XF3

Forte saturation en eau, sans sels Surfaces horizontales de bétons exposées à la fondants pluie et au gel

XF4

Routes et tabliers de ponts exposés aux sels fondants et surfaces de bétons verticales directement Forte saturation en eau, avec sels exposées aux projections de sels fondants et au fondants ou eau de mer gel. Zones des structures marines soumises aux projections et exposées au gel

Chacun des États membres du CEN a la possibilité de compléter ces exigences au niveau de l’Annexe nationale de la norme. En France, la norme NF EN 206-1 précise que sauf spécifications particulières notamment fondées sur l’état de saturation en eau du béton (par exemple surface horizontale ou non), les classes d’exposition XF1 à XF4 sont définies géographiquement par département. La carte des zones de gel en France a été établie suivant un classement en trois catégories (gel faible, gel modéré, gel sévère) à partir de données statistiques de stations météorologiques couvrant le territoire national. Ce classement, établi à partir de températures sous abri, ne prend pas en compte les conditions d’exposition et les phénomènes microclimatiques.

463


Gel faible ou modéré

(sans agent de déverglaçage) { XF1 XF2 (avec agent de déverglaçage)

Gel sévère

(sans agent de déverglaçage) { XF3 XF4 (avec agent de déverglaçage)

Gel modéré ou sévère suivant l'altitude Station météorologique

Figure 10.43 : carte des zones de gel en France (norme NF EN 206-1, figure NA.2).

Pour chaque classe d’exposition, la norme NF EN 206-1 définit des limites applicables à la composition et aux propriétés du béton. Cette approche impose, pour chaque classe d’exposition, un rapport E/Léquivalent maximal (le terme « liant équivalent » correspond à la masse de (ciment + k × additions minérales), une classe de résistance minimale, une teneur minimale en liant équivalent et une teneur en air minimale. Ces paramètres, qui ont une influence directe sur la quantité d’eau gelable, la perméabilité et le niveau de protection du réseau de bulles d’air, permettent de moduler le potentiel de durabilité du béton en fonction de la sévérité des conditions d’exposition au gel. Il faut noter que le facteur d’espacement des bulles d’air ne fait l’objet d’aucune spécification dans la norme. Il est toutefois possible de déroger à certaines limites imposées (notamment le volume d’air entraîné) si des essais de validation démontrent l’équivalence de performance. Le tableau 10.3 résume les limites de composition de la norme française. Certaines limites imposent notamment une proportion maximale d’additions minérales dans le liant. Ces proportions sont variables en fonction du type d’addition et de la sévérité des conditions d’exposition au gel. Des essais de validation de la durabilité sont également recommandés dans le cas des expositions au gel les plus sévères. Dans le cas des classes d’expositions XF3 et XF4, il est notamment suggéré de mesurer le facteur d’espacement des bulles d’air entraîné.

464


Tableau 10.3 : valeurs limites applicables pour la composition et les propriétés du béton soumis au gel-dégel en fonction de la classe d’exposition. D’après la norme NF EN 206-1. Norme applicable

NF EN 206-1 (valeurs limites applicables en France pour les bétons coulés en place) selon tableau NA.F.1

NF EN 206-1 (valeurs limites applicables en France pour les produits de béton préfabriqués en usine) selon tableau NA.F.2

Classe d’exposition au gel-dégel

XF1

XF2

XF3

XF4

XF1

XF2

XF3

XF4

Rapport E/C maximal

–

–

–

–

–

–

–

–

Rapport Eeff/liant éq maximal

0,60

0,55

0,55

0,45

0,50

0,50

0,45

0,40

Classe de résistance minimale

C25/30

C25/30

C30/37

C30/37

–

–

–

–

–

–

–

–

280 (2)

300

315

340

–

–

–

–

Teneur minimale en air (%)

–

4 (3)

4 (3)

4 (3)

–

4 (8)

4 (8)

4 (8)

Essai(s) de performances

–

–

–

–

–

–

(1) (4)

(1) (4) (5)

Absorption d’eau maximale (%)

–

–

–

–

6

5 (7)

5 (7)

4 (7)

Cendres volantes

0,30

0,30

0,30

0,15 (6)

0,30

0,30

0,30

0,15 (6)

Fumées de silice

0,10

0,10

0,10

0,10

0,10

0,10

0,10

0,10

Laitier moulu

0,30

0,30

0,30

0,15

0,30

0,30

0,30

0,15

Addition calcaire

0,25

0,25

0,25

0,05

0,25

0,25

0,25

0,05

Addition siliceuse

0,20

0,20

0,20

0,05

0,20

0,20

0,20

0,05

–

–

–

(5)

–

–

–

–

Teneur minimale en ciment (kg/m3) Teneur minimale en

Rapport maximal A/(A+C)

liant éq (kg/m3)

Nature du ciment

C35/45

(1) Granulats non gélifs au sens de NF EN 12620. (2) Pour un béton précontraint, la valeur est portée à 300 kg/m3. (3) Le respect de cette valeur nécessite l’utilisation d’un agent entraîneur d’air. Il est possible de déroger à la teneur minimale en air pour les bétons à hautes performances en appliquant les recommandations pour la durabilité des bétons durcis soumis au gel. (4) Dans le cas d’ouvrages importants, sensibles, ou particulièrement exposés, il est souhaitable d’avoir recours à des essais complémentaires afin de s’assurer de l’adéquation du béton aux performances attendues. Pour XF3 : XP P18-424 ou XP P18-425, ASTM C457. Pour XF4 : XP P18-424 ou XP P18-425, ASTM C457 et XP P18-420. (5) Pour les bétons soumis à l’eau de mer, utiliser un ciment PM. En cas d’utilisation de sels fondants dont la teneur en sulfates solubles est supérieure ou égale à 3%, utiliser un ciment PM ou un ciment ES. (6) L’utilisation de cendres volantes peut induire des difficultés à entraîner de l’air. Il est recommandé de n’utiliser dans ce cas que des cendres de catégorie A selon NF EN 450-1 et de renforcer le contrôle de la quantité d’air entraîné.

465


(7) L’exigence d’absorption maximale est retenue uniquement lorsque le béton doit respecter les seuils associés aux essais de performance (XP P18-424, XP P18-425, XP P18-420) et qu’il est réalisé sans agent entraîneur d’air. Lorsque le béton est réalisé avec un agent entraîneur d’air, il n’y a pas d’exigence sur l’absorption d’eau maximale, compte tenu du fait qu’une teneur en air élevée peut conduire à une absorption d’eau plus importante. (8) Le respect de cette valeur nécessite l’utilisation d’un agent entraîneur d’air. Il est possible de déroger à la teneur minimale en air en utilisant les essais de performance (XP P18-424, XP P18425, XP P18-420) et les seuils correspondants (allongement relatif, fréquence de résonance, perte de matière) définis dans les recommandations pour la durabilité des bétons durcis soumis au gel. N.B. Dans le cas des produits de structure préfabriqués, le préfabricant a la possibilité d’utiliser au choix les exigences de l’un ou de l’autre des deux tableaux. Pour chaque type de produit préfabriqué, une procédure documentée doit mentionner le tableau auquel il est fait référence.

5.2.2. Fascicule 65A En ce qui concerne la mise en œuvre du béton, le fascicule 65A applicable aux ouvrages d’art, en cours de révision (au moment de la publication de cet ouvrage) afin de le rendre cohérent avec l’ensemble du contexte normatif dont la norme NF EN 206-1, précise des exigences complémentaires, notamment en ce qui concerne les bétons soumis aux cycles de gel-dégel avec ou sans agents de déverglaçage, en se référant notamment aux recommandations pour la durabilité des bétons soumis au gel du LCPC de 2003 (qui stipulent des exigences en terme de respect du réseau de microbulles d’air ou de performances vis-à-vis d’essais de gel-dégel) [LCP 03].

5.2.3. Approche canadienne : la norme CSA A23.1-04 Certaines prescriptions de la norme CSA A23.1-04 Bétons : constituants et exécution des travaux méritent d’être citées car elles concernent un pays où les conditions climatiques font que les agressions hivernales, aussi bien par le nombre et la sévérité des cycles de gel-dégel que par l’utilisation intensive de sels fondants durant quatre ou cinq mois par an, sont beaucoup plus dommageables pour les ouvrages qu’elles ne le sont en France. Cette norme, disponible en français, a fait l’objet d’une modification majeure en 2004. Depuis le début des années 1980, la norme CSA A23.1 prescrit une composition de béton qui dépend du type et de la sévérité des conditions d’expositions. Tout béton soumis à des cycles de gel-dégel et/ou à l’action des sels fondants ou des ions chlorure doit : – développer une résistance à la compression minimale à 28 ou 56 jours ; – être caractérisé par un rapport E/L inférieur à une valeur imposée (les additions minérales conformes à la norme CSA A3000 sont permises et prises en compte dans le calcul du rapport E/L) ;

466


– contenir un réseau de bulles d’air entraîné dont les caractéristiques doivent satisfaire des prescriptions spécifiques ; – être soumis à une cure dont le type et la durée sont spécifiés ; – peuvent devoir satisfaire des exigences portant sur leur capacité à résister à la pénétration des ions chlorure. Sept classes d’exposition sont définies en fonction du type d’élément en béton et du type et de la sévérité de l’exposition au gel-dégel et aux ions chlorure : C-XL béton armé exposé aux chlorures ou à d’autres milieux agressifs, soumis ou non au gel-dégel, pour lequel les attentes en matière de durabilité sont plus élevées que celles de la classe C-1. C-1 béton armé exposé aux chlorures, soumis ou non au gel-dégel (tabliers de ponts, planchers et rampes d’ouvrages de stationnement, parties d’ouvrages maritimes situées à l’intérieur des zones de marnage et d’éclaboussement, ouvrages en béton exposés aux éclaboussements d’eau de mer et piscines d’eau salée). C-2 béton non armé exposé aux chlorures et soumis au gel-dégel (planchers de garage, porches, marches, chaussées, trottoirs, bordures et caniveaux). C-3 béton constamment submergé, exposé aux chlorures mais non soumis au gel-dégel (parties submergées d’ouvrages maritimes). C-4 béton non armé exposé aux chlorures mais non soumis au gel-dégel (dalles sur le sol dans les ouvrages de stationnements intérieurs). F-1 béton soumis au gel-dégel, en condition saturée, mais non exposé aux chlorures (bords de piscine, patios, courts de tennis, piscines d’eau douce et installations de régulation des eaux douces). F-2 béton soumis au gel-dégel, en condition non saturée, mais non exposé aux chlorures (murs et poteaux extérieurs). Le tableau 10.4 présente un extrait des principales exigences de composition et de performance de la norme CSA A23.1-04 pour les bétons soumis à des cycles de gel-dégel avec ou sans ions chlorure. Ces exigences normatives ont notamment comme particularité d’imposer un facteur d’espacement maximal pour les classes d’exposition les plus sévères. Le volume d’air entraîné spécifié varie pour tenir compte de la dimension maximale du gros granulat (§ 3.1.6.3, figure 10.16). Les bétons les plus sévèrement exposés aux gel-dégel et aux ions chlorure sont soumis à un critère de pénétration des ions chlorure (nombre de coulomb mesuré selon la norme ASTM C1202). La qualité minimale de la cure, qui influence fortement la résistance à l’écaillage, est spécifiée en fonction de la classe d’exposition.

467


Classes d’exposition

Tableau 10.4 : extrait des principales exigences de composition et de performance de la norme CSA A23.1-04 pour les bétons soumis à des cycles de gel-dégel avec ou sans exposition aux ions chlorure. Caractéristiques du réseau de bulles d’air Résistance selon la dimension maximale du gros granulat minimale Rapport Type de Air (%) à la compresE/L cure (b) L maximal sion à 28 jours (MPa) 10 mm 14-20 mm 28-40 mm (µm) (a)

Résistance à la pénétration des ions chlorure à 56 jours (coulomb)

C-XL

0,37

50 (56 jours)

< 230

6-9

5-8

4-7

3

< 1000

C-1

0,40

35

< 230

6-9

5-8

4-7

2

< 1500

C-2

0,45

32

< 230

6-9

5-8

4-7

2

–

C-3

0,50

30

–

5-8

4-7

3-6

1

–

C-4

0,55

25

–

5-8

4-7

3-6

1

–

F-1

0,50

30

< 230

6-9

5-8

4-7

2

–

F-2

0,55

25

–

5-8

4-7

3-6

1

–

(a) Pour un rapport E/L supérieur à 0,36, le facteur d’espacement moyen doit être inférieur à 230 µm sans qu’aucune valeur n’excède 260 µm. Pour un rapport E/L égal ou inférieur à 0,36, le facteur d’espacement moyen doit être inférieur à 250 µm sans qu’aucune valeur n’excède 300 µm. (b) Type de cure 1 : 3 jours à une température 10 °C ou pendant le temps nécessaire pour atteindre 40 % de la résistance spécifiée. Type de cure 2 : 7 jours à une température 10 °C et pendant le temps nécessaire pour atteindre 70 % de la résistance spécifiée. Lorsqu’on utilise du béton à la fumée de silice, on doit recourir à des méthodes de cure additionnelles. Type de cure 3 : Période de cure par voie humide de 7 jours. Les types de cure acceptables sont les suivantes : nappe d’eau, arrosage continu, matériau absorbant ou toile maintenue continuellement mouillée.

On dispose actuellement de normes et de guides de recommandations qui permettent de concevoir et de fabriquer des bétons durables en ambiances hivernales rigoureuses. Au niveau international, les prescriptions les plus récentes convergent toutes vers les mêmes exigences : obtention d’un béton compact atteignant de bonnes résistances mécaniques et protégé par un bon réseau de bulles d’air entraîné (facteur d’espacement inférieur à une valeur limite, volume d’air à l’intérieur d’une plage spécifiée). Toutes ces exigences de formulation sont modulées en fonction de la sévérité de l’exposition aux cycles de gel-dégel avec ou sans sels de déverglaçage.

468


5.3. Normes d’essais Des organismes de normalisation (CEN, ASTM, CSA) ont développé des procédures d’essais pour évaluer plusieurs propriétés importantes associées à la durabilité au gel-dégel des bétons. Ces normes d’essais comprennent des essais de performance pour évaluer la résistance du béton aux cycles de gel-dégel et à l’écaillage. Elles comprennent aussi des essais de contrôle pour mesurer certaines caractéristiques clés des bétons pouvant être exposés au gel.

5.3.1. Tests de performance au gel-dégel Essais de gel interne – Normes NF P 8-424 (gel sévère), NF P18-425 (gel modéré), ASTM C666 Les procédures d’essais NF P18-424 (gel sévère), NF P18-425 (gel modéré) reprennent, en partie, la procédure de l’essai ASTM C666. Les essais consistent à soumettre des éprouvettes prismatiques soit à des cycles de gel dans l’eau et dégel dans l’eau (gel sévère) soit à des cycles de gel dans l’air et dégel dans l’eau (gel modéré). La résistance au gel est évaluée à partir de mesures d’allongement, de mesures soniques et d’un examen visuel. Le tableau 10.5 présente les principales caractéristiques de ces essais. Tableau 10.5 : principales caractéristiques des méthodes d’essais NF P18-424, NF P18-425 et ASTM C666. Norme

NF P18-425

NF P18-424

Éprouvettes

Prismes suivant NF P 18-404 et NF P 18-421

Traitement préalable

Cycles de gel-dégel

Évaluation de la résis- Critère d’acceptation tance au gel-dégel (contrôle)

Durée de 4 à 6 heures. Vitesse de refroidissement Mesure de gonflement de 6 ± 1 °C/h et de fréquence Gel dans l’eau et dégel de résonance dans l’air

28 jours dans l’eau à 20 ± 2 °C Durée de 4 à 6 heures. Vitesse de refroidissement Mesure de gonflement de 6 ± 1 °C/h et de fréquence Gel dans l’eau et dégel de résonance dans l’eau

Prismes de 14 jours ASTM C666 350 x 75 x 75 mm dans l’eau (typique) à 23 °C

Procédure A Gel dans l’eau (-18 °C) et dégel dans l’eau (4 °C) Procédure B Gel dans l’air (-18 °C) et dégel dans l’eau (4 °C)

Δl/l < 500 µm/m F²/F0² > 60

Δl/l < 500 µm/m F²/F0² > 60

Après 300 cycles : Le facteur de durabilité doit être supérieur à 60 % (le Mesures de l’allongemodule d’élasticité ment et du module dynamique résiduel d’élasticité dynamique doit être supérieur à (qui permet de calculer 80 % du module iniun facteur de durabilité) tial). L’allongement doit être inférieur à 5001000 µm/m [PIG 95]

469


Essais d’écaillage – Norme NF P18-420, ASTM C672, NQ 2621-900 Ce type d’essai consiste à déterminer la masse des particules écaillées de la surface de béton durci exposée aux cycles de gel-dégel en présence d’une solution saline. L’essai NF P18-420 reprend, en partie, les essais ASTM C672 et NQ 2621-900 (Québec). La résistance à l’écaillage est évaluée à partir d’un examen visuel et de la masse des débris (écailles) exprimée en kg/m2 de surface exposées au gel-dégel et aux sels fondants. Le tableau 10.6 présente les principales caractéristiques de ces essais. Tableau 10.6 : principales caractéristiques des méthodes d’essais NF P18-420, ASTM C672 et NQ 2621-900. Norme

Éprouvettes

Prismes de 15 × 15 × 7 cm. La surface expoNF P18-420 sée à la solution saline doit être comprise entre 180 et 250 cm²

Traitement préalable

Cycles de gel-dégel

13 ± 1 jours dans l’eau à 20 ± 2 °C + 14 ± 1 jours HR 65 ±5% à 20 ± 2 °C

Durée de 4 à 6 heures. Vitesse de refroidissement de 6 ± 1 °C/h Gel dans l’eau et dégel dans l’air

Évaluation de la résistance à l’écaillage

Évaluation de la masse des particules écaillées < 750 g/m² ramenée à la surface exposée

Tous les 5 cycles : Prismes de 280 × 230 × 75 mm 14 jours à 100 % HR (typique) + ASTM C672 14 jours Surface d’un à 50% HR prisme > 460 cm2

Prismes de 280 × 230 × 75 mm (typique). Le béton frais est coulé dans NQ 2621-900 un moule dont le fond a des propriétés drainantes spécifiques

470

14 jours à 100 % HR + 14 jours à 50% HR + 7 jours de présaturation (5 mm de saumure)

50 cycles de 24 heures.

Critère d’acceptation (contrôle)

Cotation visuelle de l’aspect de surface : 0 sans dommage 5 très endommagé

Gel : 16-18 h à –18 °C. Dégel : 6-8 h à 23 Mesure de la masse °C cumulative des débris écaillés (kg/m2)

La norme ne comporte pas de critère d’acceptation. Cependant, des organisations spécifient une masse maximale de débris après 50 cycles. Cette limite maximale est généralement comprise entre 0,8 et 1,0 kg/m2.

Tous les 7 cycles : 56 cycles de 24 heures.

Cotation visuelle de l’aspect de surface : 0 sans dommage 5 très endommagé

Gel : 16±1 h dont un minium 7 h et un maximum 12 h Mesure de la masse à – 18 °C. cumulative des débris Dégel : 8 ± 1 h à 23 °C écaillés (kg/m2)

Après 56 cycles, la masse cumulative des débris doit être inférieure à 0,5 kg/m2.


5.3.2. Tests de contrôle Volume d’air entraîné - Norme EN 12350-7, ASTM C231 Cette mesure est pratiquée sur le béton frais pour mesurer, en laboratoire ou au chantier, le volume d’air entraîné. Il s’agit d’une procédure relativement simple et rapide. Elle est décrite plus en détails au titre 4.2.2 de ce chapitre. Caractéristiques du réseau de bulles d’air - Norme ASTM C457 Cette procédure conduit à la définition complète du réseau de bulles d’air : volume d’air entraîné, surface volumique moyenne et facteur d’espacement des bulles d’air. Les titres 4.2.1 et 4.2.2 de ce chapitre définissent plus précisément le concept de facteur d’espacement des bulles d’air et présentent les principales étapes de la procédure expérimentale utilisée pour l’obtenir.

6. RÉALISATION D’OUVRAGES EN BÉTON DURABLES AU GEL La mise en œuvre d’une structure en béton durable au gel repose sur une démarche concertée qui peut inclure le maître d’ouvrage, le concepteur, le producteur, le prescripteur, le laboratoire d’essai/contrôle et le constructeur de l’ouvrage. Par exemple, le maître d’ouvrage doit concevoir un cahier des charges qui établit notamment la durée de vie et la localisation géographique de l’ouvrage. Ces paramètres permettent de définir la classe d’exposition à laquelle va être soumise la partie d’ouvrage. Le cahier des charges doit définir des règles de partage des responsabilités liées à la conception, le contrôle de la qualité, la construction et l’entretien de la structure. C’est à partir de ces informations que le concepteur pourra, d’une part, choisir un concept structural adapté aux conditions d’exposition au gel (drainage, localisation des joints, protection environnementale, etc.) et d’autre part, spécifier un ou des bétons dont la composition et les propriétés sont adaptées à l’environnement et aux sollicitations mécaniques prévues. Dans le cas d’un béton à propriétés spécifiées, le producteur de béton doit déterminer une composition de béton en mesure de satisfaire les critères de la norme NF EN 206-1 vis-àvis du gel-dégel. Il doit disposer d’équipements de dosage, de malaxage et de transport adaptés à la production de bétons ayant un réseau de bulles d’air entraîné conforme et stable jusqu’à la fin de la mise en place finale. Le laboratoire de contrôle doit notamment maîtriser l’ensemble des règles normatives liées à la durabilité au gel (fréquence d’échantillonnage, méthode d’essai pour le contrôle des caractéristiques du réseau de bulles d’air, essais de qualification de la durabilité au gel du béton et des granulats, etc.). Le constructeur doit choisir des méthodes de mise en place (pompage, vibration, coffrage) permettant de maintenir la stabilité du réseau de bulles d’air entraîné. La cure, la protection thermique du béton

471


frais et la vitesse de décoffrage doivent permettent au béton de développer tout le potentiel de durabilité normalement associé à sa composition.

6.1. Évaluation du type et de la sévérité de l’exposition au gel La première étape du processus de conception d’un béton durable au gel consiste à évaluer le type et la sévérité de l’exposition environnementale. Il faut prendre en compte la fréquence et les températures extrêmes des cycles de gel-dégel, l’état de saturation du béton exposé au gel et la présence ou l’absence d’ions chlorure (origine marine ou apportés par les sels fondants). Le nombre de cycles peut varier considérablement : annuellement il est de 0 à Biarritz, 1 au cercle polaire (!), une centaine en moyenne en Ontario, et jusqu’à 126 au nord du Japon. L’observation globale d’ouvrages âgés confirme que les dégâts sont cumulatifs, cycle par cycle : les détériorations sont généralement plus marquées lorsque la durée de service s’accroît mais il n’est pas possible d’établir une corrélation directe entre le degré de détérioration et le nombre annuel de cycles de gel-dégel [GEB 96] (figure 10.44). Ceci indique bien que, sur le terrain, le pouvoir destructeur d’un cycle de gel-dégel n’a pas une valeur unique, mais qu’il est lié aux autres composantes climatiques.

État de détérioration

Degré de détérioration

3

8 6 4

2

1

2 0

10

20

30

40

Âge de l'ouvrage (année)

(a)

0

60

100

120

Nombre de cyles/an

(b)

Figure 10.44 : relations entre l’âge d’un ouvrage et son degré de détérioration (a), et entre le nombre de cycles de gel-dégel et l’état de détérioration (b), d’après [GEB 96]. On rapporte ici le résultat d’observations faites sur des ouvrages subissant tous les ans un hiver rigoureux. La détérioration augmente régulièrement avec l’âge de l’ouvrage (a), sans qu’il soit possible de la corréler avec le nombre de cycles (b).

La vitesse de refroidissement est un paramètre important dans le développement de pressions hydrauliques. Les vitesses mesurées sur le terrain sont généralement bien inférieures à celles qui sont adoptées dans les essais de laboratoire, à l’excep-

472


tion de quelques cas spéciaux. La température minimale atteinte au cours de la phase de gel influe évidemment sur le comportement du béton : un abaissement de cette température accroît la quantité d’eau gelable et rend l’attaque plus sévère. La durée de la phase de gel influe sur la croissance des cristaux de glace et, à ce titre, est un facteur aggravant lorsque la variation de ce paramètre se fait à l’échelle des heures. La situation est bien différente lorsque l’on atteint un régime de températures toujours inférieures à 0 °C pendant plusieurs mois (cas des régions polaires). Dans ce cas, des observations de terrain ont révélé un comportement sans problème majeur pour des bétons pourtant préparés avec des granulats de qualité, sinon mauvaise, du moins douteuse [HOO 00]. Un cas particulier doit être signalé : en raison d’un nombre de cycles de gel-dégel relativement faible, on a constaté que les dalles des patinoires intérieures et des chambres froides lissées à la truelle mécanique donnaient une performance satisfaisante sans air entraîné (CSA A23.1-04). L’importance des précipitations a des répercussions sur le degré de saturation du matériau et, par là même, sur sa durabilité. C’est ainsi que Fujimara a proposé de relier l’état de détérioration des ponts étudiés au produit du nombre de cycles de geldégel par un paramètre indicateur des précipitations locales [GEB 96] (figure 10.45). Ce sont toujours les parties d’ouvrages dont le béton a le plus fort degré de saturation qui se dégradent le plus : elles correspondent soit à des parties qui, fonctionnellement, sont en contact avec l’eau, soit à des parties qui, par leur géométrie, retiennent préférentiellement les eaux de précipitations (surfaces horizontales).

État de détérioration

3

2

1

0 0

50

100

Produit : nombre de cycles x S

Figure 10.45 : relation entre le degré de détérioration d’un ouvrage, le nombre de cycles de gel-dégel et le coefficient climatique de saturation, d’après [GEB 96]. Cette figure est la transformée de la figure 10.43b où l’on a porté en abscisse, non plus le nombre de cycles de gel-dégel, mais son produit par un coefficient climatique de saturation, S (rapport de la hau-

473


teur des précipitations affectant l’ouvrage à la valeur moyenne de l’ensemble du district étudié). On obtient une assez bonne corrélation.

Les différentes parties d’un ouvrage peuvent être exposées à des conditions de milieu variables par l’humidité (air, eau, aspersions) ou par la température (ombre, soleil, orientation nord ou sud). Une illustration en est fournie par les résultats d’une étude du comportement de bétons de barrages canadiens dont les durées de service s’échelonnaient de 13 à 52 ans [BOU 03]. Les conclusions indiquent que les surfaces verticales des ouvrages poids et des superstructures sont généralement en excellente condition. Les surfaces horizontales des superstructures où l’eau peut s’accumuler sont fréquemment détériorées (béton sans air entraîné et non exposé aux sels fondants). La conduite plus uniforme des bétons à air entraîné, comparativement à celle des bétons sans air entraîné, est évidente. Les bétons exposés à l’air montrent systématiquement un peu moins de dégâts que ceux au contact de l’eau, ou les problèmes les plus sérieux sont un écaillage modéré. Les auteurs citent aussi, pour ces mêmes barrages, l’influence possible de l’orientation par rapport au soleil sur la gravité des dégradations. On peut effectivement supposer avec d’autres auteurs, comme Hudec et al. [TOU 04], que les cycles de mouillage/séchage sont plus marqués sur les faces exposées au soleil : ils y induisent une fissuration superficielle plus dense qui favorise les attaques ultérieures par accroissement du degré de saturation et affaiblissement de la pâte interstitielle. Il n’est pas possible d’exprimer, à l’aide d’une seule cote, la sévérité d’une exposition aux cycles de gel-dégel. L’évaluation de la sévérité de cycles de gel repose donc sur une approche qualitative basée sur la comparaison avec des environnements reconnus comme sévères ou modérés. Considérons les caractéristiques des cycles de gel-dégel d’un environnement reconnu comme très sévère du point de vue de la durabilité au gel. L’expérience pratique canadienne démontre que le climat des régions du sud est du Canada (Ontario, Québec et Provinces maritimes) est très agressif du point de vue de la durabilité au gel. Pour êtres durables au gel, les bétons exposés aux précipitations climatiques (environnement humide) doivent clairement faire l’objet de règles de composition spécifiques dont notamment comporter un réseau de bulles d’air entraîné de bonne qualité ( L < 230 µm). Des mesures de températures in situ dans des poutres et des dalles exposées dans la région de Kingston au Canada ont montré que les températures minimales moyennes mensuelles (janvier) à 50 mm sous la surface du béton sont de – 24 °C dans une poutre et de – 14 °C dans une dalle sur sol [NOK 04]. Le nombre de cycles de gel-dégel annuel varie en fonction de la température minimale atteinte lors d’un cycle, de la profondeur sous la surface du béton et du type d’exposition. Pour fin de comparaison, le climat de la région de Kingston (Ontario) comporte en moyenne 96 cycles annuels de gel-dégel (nombre de fois où la température de

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l’air est passée sous 0 °C). Dans le cas d’une poutre dont toutes les faces sont exposées à l’air, le nombre de cycles de gel-dégel annuel (température minimale des cycles au moins inférieure à – 5 °C), varie de 30 à une profondeur de 50 mm à 8 à une profondeur de 300 mm. Dans le cas d’une dalle sur sol, le nombre de cycles varie de 12 à une profondeur de 50 mm à 4 à une profondeur de 100 mm [NOK 04]. Les mesures de Cortez et Gerlach [COR 90] ont montré que le nombre de cycles de gel mesuré immédiatement à la surface de pavages en béton est environ deux fois plus élevé que le nombre de cycles mesuré à environ 50 mm de profondeur. Le taux de gel médian mesuré à 50 mm de profondeur dans des éléments en béton de la région de Kingston varie de 0,88 °C/h (dans une poutre) à 0,34 °C/h (dans une dalle sur sol). Des taux de gel supérieurs à 2 °C/h ont été mesurés dans moins de 30 % du nombre total de cycles. D’autres études effectuées au Québec [PIG 81] ont permis de dégager des conclusions similaires. L’évaluation de la sévérité de l’exposition au gel doit prendre en compte la présence d’ions chlorure d’origine marine ou apportés par les sels fondants. Les ions chlorure sont la principale cause de l’écaillage des surfaces de bétons exposées aux cycles de gel-dégel. Dans le cas des structures routières, les eaux de fontes contenant les sels fondants peuvent fortement contaminer les dalles, les tabliers, les trottoirs et les parapets. Des éléments de la sous-structure (piles, poteaux, chevêtres, extrados des poutres et des dalles) peuvent aussi être contaminés par les projections générées par le passage des véhicules. En milieu côtier, les surfaces de bétons peuvent être soumises au contact des chlorures présents dans l’eau de mer ou dans les embruns marins. Il n’est pas possible d’exprimer, à l’aide d’une seule cote, la sévérité d’une exposition aux cycles de gel-dégel. L’évaluation de la sévérité de cycles de gel repose donc sur une approche qualitative basée sur la comparaison avec des environnements reconnus comme sévères ou modérés.

6.2. Formulation du béton La formulation d’un béton durable exposé à un environnement comportant des cycles de gel-dégel peut être réalisée selon deux principales approches : 1) Les caractéristiques de composition du béton sont spécifiées dans une norme ; 2) Les caractéristiques de formulation sont déterminées à l’aide d’une approche basée sur la performance. Dans le premier cas, les caractéristiques de composition du béton sont prescrites par une norme applicable là où le béton est utilisé. La composition prescrite varie notamment en fonction de la sévérité des conditions de gel-dégel. Les paragraphes 5.2.1 et 5.2.2 résument les principales exigences de formulation des bétons exposés au gel.

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L’approche basée sur la performance consiste à déterminer les paramètres de composition d’un béton exposé au gel de manière à obtenir une performance satisfaisante lorsqu’il est soumis à des essais spécifiques de durabilité au gel (fissuration interne, écaillage, saturation, etc.). Le formulateur doit pouvoir disposer d’une réelle compétence pour pouvoir définir des critères de performance au gel qui permettent de garantir que le béton en service sera durable au gel (par exemple, un certain niveau de performance lors d’essais normalisés de gel-dégel). Cette méthode peut se baser sur une expérience satisfaisante avec des pratiques locales dans des environnements locaux, sur des données recueillies à partir de méthodes d’essais de performance établies pour les dégradations par fissuration interne et écaillage. Cette approche peut notamment s’avérer appropriée lorsqu’une durée de vie supérieure à 50 ans est requise; lorsque la structure est qualifiée de « particulière » ce qui implique une probabilité de défaillance plus faible ou lorsque des groupes significatifs de structures ou d’éléments similaires doivent être construits. L’approche de formulation basée sur la performance s’applique plus facilement lorsque le béton est exposé à une ambiance hivernale rigoureuse. Cela s’explique par le fait que les essais normalisés d’évaluation de la durabilité en laboratoire, utilisés comme indicateurs de la performance au gel (fissuration interne et écaillage), sont tous considérés comme relativement sévères (taux de refroidissement élevés, faibles températures minimales, béton saturé) (§ 5.3). Le groupe Durabilité B.H.P.2000 a comparé la durabilité de plusieurs types de béton soumis à des cycles accélérés d’écaillage en laboratoire (XP P18-420) et en condition réelle d’exposition. L’étude a montré que le classement après quelques cycles d’essai accéléré normalisé correspond plutôt bien à celui observé après environ cinq ans in situ. Les auteurs concluent que l’essai accéléré normalisé semble donc bien jouer son rôle : le classement qu’il fournit est pertinent et il permet de discriminer rapidement les bétons [BAR 05, BAR 00]. Dans le cas d’une exposition à une ambiance hivernale rigoureuse, la formulation du béton basée sur la performance au gel consiste principalement à choisir le rapport E/L, le type et le dosage en additions minérales et les caractéristiques du réseau de bulles d’air qui permettent d’atteindre les niveaux de performance spécifiés. Les performances au gel peuvent notamment être spécifiées en exigeant une durabilité acceptable lorsque le béton est soumis à des essais accélérés de geldégel en laboratoire (§ 5.3.1). Le paragraphe 3 présente de nombreuses relations entre les paramètres de composition et la durabilité au gel des bétons soumis à des essais normalisés de gel-dégel en laboratoire. L’approche de formulation basée sur la performance peut être utile pour formuler des bétons à haute résistance (C50/60, C60/70) exposés à des cycles de gel-dégel.

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Dans le cas d’une exposition à un gel sévère, les formulations spécifiées dans les normes imposent un volume d’air au moins supérieur à 4%. L’air entraîné diminue la résistance à la compression. Pour obtenir la résistance spécifiée, tout en satisfaisant le volume d’air minimal, il peut être nécessaire de prévoir un rapport E/L relativement faible (< 0,35), ce qui rend parfois le béton difficile à produire en centrale. Par exemple, dans certaines régions, la production d’un béton C60/70 avec 5 % d’air entraîné relève d’un « pari impossible ». Dans ce cas, une approche de formulation basée sur la performance pourrait démontrer qu’un volume d’air entraîné plus faible (< 4 %) ou qu’un facteur d’espacement plus élevé (> 250 µm) peuvent être adéquats pour assurer une bonne protection contre l’attaque par les cycles de gel-dégel. Dans le cas d’une exposition à un gel modéré, il est plus difficile d’utiliser l’approche de formulation basée sur la performance. Par exemple, un environnement de gel modéré peut n’engendrer que très rarement des températures inférieures à – 5 °C à quelques mm sous la surface exposée ; le béton n’est généralement pas saturé lors du gel ; les sels fondants ne sont pas systématiquement utilisés à chaque saison froide. Dans le cas d’un gel modéré, les essais accélérés utilisés comme indicateurs de performance (§ 5.3.1) sont tous considérés comme très sévères et peu représentatifs des conditions réelles d’exposition. Il est par conséquent difficile de les utiliser pour spécifier des niveaux de performance au gel-dégel. Des travaux de recherche sont nécessaires pour pouvoir développer de nouveaux essais de laboratoire mieux adaptés pour la spécification de critères de performance au gel de bétons exposés à un environnement de gel modéré. L’atteinte du niveau de performance spécifié vis-à-vis du gel d’une formulation de béton est basée sur le choix du rapport E/L, du type et due dosage en additions minérales et des caractéristiques du réseau de bulles d’air.

6.3. Mise en œuvre du béton Plusieurs paramètres de mise en œuvre du béton peuvent influencer la durabilité au gel des bétons exposés à une ambiance hivernale rigoureuse. Il est particulièrement important d’adopter une méthodologie de mise en œuvre qui favorise le développement de tout le potentiel de durabilité de la peau du béton car d’une part, c’est la peau des éléments en béton (0-50 mm) qui est la plus fréquemment et sévèrement exposée aux cycles de gel-dégel et d’autre part, les caractéristiques de la peau sont étroitement dépendantes de nombreux paramètres de mise en œuvre du béton (vibration, mûrissement, finition de surface). Le délai entre le début du malaxage du béton et la fin de mise en place doit être compatible avec le maintien de la stabilité de son réseau de bulles d’air. Un délai allongé, soit parce que le transport est tributaire de conditions de circulation fluctuantes,

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soit parce qu’une mauvaise organisation du chantier aboutit à une attente prolongée du transporteur avant qu’il ne déverse le béton peut déstabiliser le réseau de bulles et diminuer l’efficacité de la protection contre les cycles de gel-dégel. Les bétons à air entraîné peuvent être mis en place par vibration. La vibration, si elle est effectuée correctement, a l’avantage d’éliminer les grosses bulles d’air (inefficaces pour la protection au gel et pénalisantes pour les résistances mécaniques). Il faut éviter un excès de vibration qui risque de déstabiliser le réseau de bulles d’air, notamment au niveau de la peau du béton. Une finition trop poussée des surfaces est à proscrire car, plus encore que ne le fait une vibration prolongée, elle favorise le ressuage et crée une couche superficielle riche en eau, fissurable, qui résistera très mal à l’écaillage. Une finition trop poussée risque aussi de détériorer le réseau de bulles en surface. Les truelles ou les taloches métalliques sont à proscrire car elles ont un effet encore plus défavorable sur le réseau de bulles à la surface du béton. La cure est un paramètre clé de la durabilité des bétons exposés aux cycles de geldégel. La méthode de cure doit notamment permettre à la peau du béton de développer tout son potentiel de durabilité. Par temps normal ou chaud la cure doit protéger les surfaces de béton contre une dessiccation excessive et trop rapide. Le fascicule 65A contient plusieurs recommandations sur la méthodologie de cure des bétons. S’il y a des risques de gel, le béton doit en être protégé durant une période suffisante. Le béton ne doit pas être exposé à des températures négatives avant d’avoir atteint une résistance à la compression égale ou supérieure à 15 MPa. Une longue période de maturation avant exposition aux conditions hivernales est souhaitable pour que la résistance au gel du béton ait atteint son meilleur niveau (degré d’hydratation élevé qui a rempli la porosité capillaire par des hydrates, diminué la perméabilité et accru la résistance à la traction). La peau des éléments en béton (0-50 mm) est la plus fréquemment et sévèrement exposée aux cycles de gel-dégel. Les caractéristiques de la peau sont étroitement dépendantes de nombreux paramètres de mise en œuvre du béton (vibration, mûrissement, finition de surface).

L’expérience pratique montre que la fissuration n’a pas ou peu d’effet sur la durabilité au gel des éléments en béton exposés à des cycles de gel-dégel. Par exemple, au Canada, de très nombreuses structures en béton à air entraîné présentant des fissures (retraits empêchés) sont en bonne condition malgré plus de 20 années d’exposition à de nombreux cycles de gel-dégel en présence de sels fondants. Dans ce type d’environnement, la fissuration du béton d’enrobage a surtout des effets défavorables sur la corrosion des aciers d’armature. Du point de vue de la

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durabilité au gel, les fissures ont pour effet d’augmenter localement le degré de saturation et la profondeur de pénétration des ions chlorure. Un béton conçu pour résister à une ambiance hivernale rigoureuse (air entraîné, matrice cimentaire compacte) est normalement durable même lorsque la pâte est complètement saturée. Dans le cas des bétons à air entraîné, les pressions engendrées par l’expansion de la glace contre les parois internes des fissures ne semblent pas suffisantes pour endommager localement le béton au voisinage de la fissure.

7. CONCLUSION Il ne faut pas exagérer l’importance des agressions en ambiance hivernale, même rigoureuses, sur les ouvrages en béton courant. On constate, en effet, que les surfaces verticales des ouvrages, lorsqu’elles ne sont pas au contact direct de l’eau, ne présentent pas de détérioration particulière dans la mesure où le béton a été formulé et mis en oeuvre suivant les règles de l’art. Pour les autres parties d’ouvrages, notamment les surfaces horizontales ou à contact prolongé avec l’eau, l’obtention d’une durabilité convenable demande que le béton renferme de l’air entraîné. Pour des parties d’ouvrages peu sollicitées mécaniquement et/ou, surtout, sans contact avec des sels fondants, une simple incorporation d’entraîneur d’air, au dosage requis, dans la bétonnière, conduit à livrer un béton satisfaisant, sans aucune complication de fabrication. Par contre, pour les situations les plus sévères, celles des surfaces horizontales en contact avec des sels fondants, la protection par entraînement d’air dans le béton n’est assurée que si des conditions supplémentaires de malaxage, de mise en place et de cure sont scrupuleusement respectées. L’obtention de bétons résistants aux cycles de gel-dégel éventuellement associés à l’action des sels de déverglaçage nécessite l’implication de tous les acteurs intervenant dans la construction des structures : prescripteur, producteur de béton et entrepreneur. Outre une conception adéquate, il est primordial de définir des formules de béton adaptées et validées par le biais d’essais, notamment en ce qui concerne la quantité d’agent entraîneur d’air permettant de garantir l’obtention d’un réseau de bulles d’air adéquat dans le béton durci, ou une valeur du rapport Eau/Liant permettant une résistance aux cycles de gel-dégel pour les bétons ne comportant pas nécessairement d’adjuvant entraîneur d’air (BHP). Les mécanismes de dégradation des bétons ont été largement étudiés ces dernières années, notamment au Canada, et ont conduit à la rédaction de normes et de recommandations pertinentes pour la définition de béton adaptés à des ambiances hivernales rigoureuses. En revanche, même si les normes et règlements en vigueur (telle que la NF EN 206-1 et le fascicule 65A) définissent des règles de formulation pour les bétons

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soumis à des gels faibles ou modérés avec ou sans sels de déverglaçage, les essais performantiels actuellement disponibles (gel-dégel et écaillage), par nature accélérés, ne sont pas adaptés à la qualification de formules de béton destinées à des ambiances hivernales peu rigoureuses et des besoins de recherches existent sur ce sujet. Bibliographie [AIT 94] AÏTCIN P.-C., LESSARD M. – “Canadian experience with air-entrained highperformance concrete”. Concrete International, vol. 16, n° 10, 1994, p. 35-38. [AIT 01] AÏTCIN P.-C. – Bétons à hautes performances, Eyrolles, 2001, 684 p. [ATI 89] ATILH – Le béton exposé aux agressions hivernales, Documentation technique n° 1, Paris, janvier 1989 [BAG 80] BAGER D.H., SELLEVOLD E.J. – “Ice formation in hardened cement paste. 2. Steam-cured pastes with variable moisture contents”. Durability of building materials and components, P.J. Sereda and G.G. Litvan eds, ASTM, STP 691, 1980, p. 439-454 [BAR 05] BAROGHEL-BOUNY V. – « La durabilité des BHP ». Synthèse des travaux du projet national BHP 2000 sur les bétons à hautes performances, Presses des Ponts et Chaussées, 2005, 298 p. [BAR 99] BAROGHEL-BOUNY V. – « Étude expérimentale sur sites de vieillissement. Programme de suivi des corps d’épreuve en béton armé. Résultats obtenus sur prélèvements aux premières échéances de mesure. Comparaison avec les résultats obtenus sur éprouvettes ». Projet national BHP 2000, Thème 1 : Durabilité, Rapport LCPC, janv. 1999, 48 p. [BAR 00] BAROGHEL-BOUNY V., LARRARD (de) F. – “In place durability assessment for the next millennium. Long-term study”. Proceedings of the 5th CANMET/ ACI International Conference on Durability of Concrete, Barcelona, Spain, vol. I, SP 192-20, 2000, p. 319-338. [BAR 02] BAROGHEL-BOUNY V., ARNAUD S., HENRY D., CARCASSÈS M., QUÉNARD D. – « Vieillissement des bétons en milieu naturel : une expérimentation pour le XXIe siècle. III : Propriétés de durabilité des bétons mesurées sur éprouvettes conservées en laboratoire ». Bulletin des laboratoires des ponts et chaussées, n° 241, nov.-déc. 2002, p. 13-59. [BAL 88] BALAGURU P., RAMAKRISHNAN V. – “Properties of fiber reinforced concrete: Workability, Behavior under long-term loading, and air-void characteristics”. ACI material Journal, vol. 85, n° 3, 1988, p.189-196. [BEA 99] BEAUPRÉ D., LACOMBE P., KHAYAT K.H. – “Laboratory investigation of rheological properties and scaling resistance of air entrained self-consolidation concrete”. Materials and Structures, vol. 32, 1999, p. 235-240 [BER 71] BERNDT H., WÜRTH E. – „Verbesserung der Frost-Tausalzbeständigkeit von Beton“. Betonstein-Zeitung, vol. 37, n° 3, 1971, p. 133-140.

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CHAPITRE 11

La durabilité des bétons face aux réactions de gonflement endogènes A. CARLES-GIBERGUES, H. HORNAIN

Résumé Deux types de réactions endogènes, c’est-à-dire des réactions d’origine interne au béton, sans apport d’agents agressifs extérieurs, sont décrites : alcali-réaction, d’une part, et formation différée d’ettringite, d’autre part. Le terme d’alcali-réaction désigne un ensemble de réactions chimiques qui se produisent entre la solution interstitielle du béton, hyperbasique et alcaline, et certaines phases, réactives, des granulats. Mais pour que le processus se déclenche il faut que trois conditions soient simultanément remplies : granulats réactifs, humidité relative supérieure à 80-85 % et concentration en alcalins excédant un seuil critique. L’alcali-réaction peut provoquer, à plus ou moins long terme (en général au bout de plusieurs années), des désordres variés dans les ouvrages [1] : fissuration, gonflement, exsudations, chute des performances mécaniques. Les retours d’expériences en laboratoire associés aux observations in situ ont montré : 1) que la présence des armatures dans les ouvrages réduit la gravité des désordres par rapport au niveau mesuré dans la matrice « béton seul »; 2) que l’incorporation d’additions minérales conduit à une diminution voire à une élimination de ces désordres.

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La compréhension des mécanismes réactionnels suivant lesquels l’alcali-réaction nuit aux performances du béton a permis, notamment en s’appuyant sur l’emploi d’additions minérales, de définir une démarche préventive, efficace, pour fabriquer des bétons ne développant pas cette pathologie. En ce qui concerne la gestion des ouvrages en service, la modélisation du phénomène et les calculs numériques associés apportent un concours précieux au pronostic des désordres futurs à redouter. En ce qui concerne la formation différée d’ettringite ou réaction sulfatique interne : celle-ci se produit dans des conditions très spécifiques, et l’ettringite formée doit être distinguée des autres formes d’ettringite qui résultent, soit de l’hydratation normale des ciments, soit d’un apport de sulfates externes. La formation différée d’ettringite dépend de nombreux paramètres, ce qui explique que les ouvrages où ce phénomène a été rencontré sont rares. Les deux principaux paramètres, sans lesquels la réaction ne se produit pas, sont un échauffement du béton à une température supérieure à environ 65 °C pendant une durée conséquente, et un environnement très humide. Les autres paramètres sont en relation avec la composition chimique et minéralogique du ciment et du béton : teneurs en SO3, Na2O équivalent, C3A, type de ciment et dosage, rapport E/C, nature des granulats. Tous ces paramètres sont interdépendants, ce qui explique la difficulté de leur fixer des seuils applicables dans tous les cas. Le mécanisme de formation différée d’ettringite, complexe, comprend plusieurs étapes : dissolution de l’ettringite aux températures supérieures à 65 °C, adsorption des ions sulfates par les C-S-H et cristallisation de nanocristaux de monosulfoaluminate au sein des C-S-H; lors du retour à la température ordinaire et en présence d’eau, recristallisation de microcristaux d’ettringite confinés dans les C-S-H, expansion et fissuration de la pâte de ciment, puis déchaussement des granulats. Le phénomène peut s’étaler sur plusieurs années au cours desquelles l’ettringite microcristalline confinée recristallise librement dans les fissures et autour des granulats déchaussés. Les Recommandations pour la prévention des désordres dus à la réaction sulfatique interne, publiées en 2007 par le LCPC propose une démarche préventive en matière de protection contre des risques de formation différée d’ettringite adaptée de celle qui a été mise au point pour la prévention des désordres dus à l’alcali-réaction.

Mots-clés ADDITIONS MINÉRALES, ALCALINS, ALCALI-RÉACTION, BÉTON,

C3A, DÉTÉRIORATION, ESSAIS ACCÉLÉRÉS, ETTRINGITE, ETTRINGITE DE FORMATION DIFFÉRÉE, EXPANSION, FISSURATION, GEL SILICO-ALCALIN, GRANULATS, INHIBITEURS CHIMIQUES, RÉACTIONS ALCALI-CARBONATE, RÉACTIONS ALCALI-SILICE, RÉACTIONS COUPLÉES ALCALI-RÉACTION/ETTRINGITE, STABILITÉ, SULFATES, TEMPÉRATURE.

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La durabilité des bétons face aux réactions de gonflement endogènes

1. INTRODUCTION 1.1. Définition des réactions endogènes On appellera réactions endogènes1 des réactions chimiques « générées de l’intérieur » pour lesquelles les composés nécessaires aux réactions sont présents dans la formule initiale du béton. Ces réactions se produisent sans apport d’agents agressifs extérieurs, dans des conditions données de température et d’humidité relative.

1.2. Les deux principaux types de réactions endogènes Les deux principaux types de réactions endogènes sont : – l’alcali-réaction pour laquelle les produits nécessaires à la réaction préexistent dans le béton : des granulats potentiellement réactifs et une source d’alcalins (ciment, additions, granulats, adjuvants) ; – la formation différée d’ettringite (Delayed Ettringite Formation ou DEF selon la terminologie anglo-saxone). Cette réaction, également désignée par les termes « réaction sulfatique interne » ou RSI selon la terminologie du LCPC [24], peut se produire dans les bétons étuvés ou les bétons de masse à forte exothermie. La réaction se manifeste dans des conditions très spécifiques de température (intensité et durée déchauffement) et d’hygrométrie. Elle dépend également de la composition chimique du béton et du ciment (teneurs en alcalins, SO3, aluminates), ainsi que de la formulation du béton (dosage en ciment, E/C). Ces deux réactions sont traitées séparément respectivement dans les paragraphes 2 et 3 du présent chapitre.

2. L’ALCALI-RÉACTION 2.1. Les différents types d’alcali-réaction Il est admis que les alcali-réactions se présentent sous trois types : réaction alcalisilice (les plus fréquentes), réaction alcali-silicate, réaction alcali-carbonate.

2.1.1. Réaction alcali-silice (RAS) Certains granulats siliceux, lorsqu’ils sont constitués de silice amorphe, mal cristallisée ou microcristalline (par exemple des verres, de l’opale, de la calcédoine…) sont attaqués par la solution interstitielle qui occupe les pores du béton. La silice libérée réagit ensuite avec les alcalins Na+, K+ de cette solution interstitielle et l’on observe finalement, l’apparition de gels silico-alcalins s’ils renferment Si, 1. Du grec endos qui signifie « dedans » et genos qui signifie « origine ».

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Na (et ou K) ou calco-silico-alcalins s’ils contiennent, en plus, du calcium. Ces gels sont qualifiés de gonflants mais nous verrons plus loin, au paragraphe 2.4.1, qu’il s’agit là d’une simplification abusive : en effet, l’on constate que des phénomènes de gonflement se produisent dans le béton et qu’ils y provoquent des désordres, mais les mécanismes invoqués pour expliquer ces gonflements sont encore controversés [MIC 97, GAR 06].

2.1.2. Réaction alcali-silicate La différence essentielle avec la réaction alcali-silice réside dans le fait que les granulats réactifs ne sont pas formés de silice libre mais sont des silicates variés (phyllo-silicates, tecto-silicates, sains ou altérés). En ce qui concerne les produits de la réaction, on admet qu’ils sont voisins de ceux apparus dans la réaction alcalisilice ; des études plus anciennes [DUN 73] signalaient que l’on n’observe pas la production de gels siliceux.

2.1.3. Réaction alcali-carbonate On désigne par cette expression la réaction manifestée par des calcaires dolomitiques qui renferment des impuretés phylliteuses [SWE 64]. Très peu de cas ayant été recensés en France, il en résulte qu’il n’y a pratiquement pas eu d’études sur ce sujet dans notre pays [19]. Sur le plan pratique, on retiendra que les expansions causées par cette réaction sont moins importantes que celles dues aux réactions alcali-silice et alcali-silicate sauf si le béton est soumis à des ambiances hivernales rigoureuses [20]. Il semblerait que les désordres observés dans les ouvrages soient liés à plusieurs phénomènes : réaction de dédolomitisation de la fraction carbonatée, expansion de la phase phylliteuse. La dédolomitisation correspond à la réaction suivante : (Ca, Mg) (CO3)2 + 2 NaOH (aq.) → Mg (OH)2 + CaCO3 + Na2CO3 (aq.) (1) dolomite brucite calcite La solution alcaline est régénérée en permanence : Na2CO3 (aq.) + Ca(OH)2 → 2NaOH + CaCO3 portlandite calcite

(2)

De ce fait, la réaction de dédolomitisation est autoalimentée et peut donc, du moins en théorie, se poursuivre jusqu’à épuisement de toute la dolomite. Les observations dans les ouvrages atteints par la réaction alcali-carbonate mettent en évidence la formation d’auréoles foncées autour des granulats réactifs dans lesquels apparaissent des fissures qui vont ultérieurement se propager dans

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la pâte. Les auréoles sont essentiellement constituées de calcite ce qui s’accorde bien avec la réaction (éq. 1). Mais ce qui pose question réside dans le fait que ce film de calcite est également observé autour des grains de dolomite dans des bétons sains non expansifs : on peut dont penser que la réaction de dédolomitisation (éq. 1) n’est pas délétère et ceci d’autant plus qu’elle se fait à volume constant. Cette argumentation est repoussée par [TAN 04] qui explique qu’au cours du processus topochimique (réaction 1) apparaissent des pressions de cristallisation. Les désordres seraient alors explicables par le comportement de la fraction phylliteuse (argiles, micas) des granulats comme le suggèrent les observations de chercheurs [ROG 86] montrant que la réaction alcali-carbonate était liée à la teneur en aluminium, élément associé dans ces roches à des minéraux argileux. Toutefois il n’y a pas d’accord sur le mode d’action des phyllites [23], même si l’on attribue toujours une part plus ou moins importante au gonflement de ces minéraux consécutif à la fixation d’eau interfoliaire. [KAT 92] au terme d’une revue bibliographique sur le sujet (68 références citées) émet une opinion catégorique : « l’expansion délétère des carbonates est indépendante de la teneur en dolomite et de la minéralogie des argiles : elle est seulement reliée à une valeur élevée du résidu insoluble. On ne devrait pas utiliser le terme de réaction alcali-carbonate. » Moyens de prévention : il n’existe pas de méthode connue pour supprimer les désordres de la réaction alcali-carbonate : en particulier les additions minérales pouzzolaniques apparaissent sans effet [20] alors que leur efficacité à contrer les réactions alcali-silice et alcali-silicate est reconnue. Le laitier granulé de hautfourneau aurait une légère action d’après [20], mais elle est niée par [THO 98]. D’après la recommandation du Comité ACI 221.1R-98 [20] on peut diminuer l’importance des désordres en réduisant la taille des granulats, la teneur en alcalins du ciment < 0,4 % et l’exposition du béton aux eaux météoriques.

2.2. Les données de l’observation des ouvrages Un béton atteint d’alcali-réaction peut ressembler extérieurement à un béton endommagé par le gel, par l’attaque des sulfates ou encore par des fissurations de retrait. De plus, même si le phénomène d’alcali-réaction est reconnu dans un ouvrage, il n’est pas toujours aisé de déterminer sa part de responsabilité dans les détériorations observées.

Shayan et Morris [SHA 04] citent le cas d’un pont construit en 1981, où sont apparues des fissures très importantes. L’expertise a conclu à l’existence d’alcaliréaction, de corrosion des armatures par des chlorures, et à la formation différée d’ettringite. Katayama et al. [KAT 04] rapportent les conclusions d’une étude menée sur les ouvrages hydrauliques d’un réseau d’irrigation agricole dont plusieurs

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étaient détériorés : existence d’alcali-réaction, formation tardive d’ettringite suite à la fissuration causée par l’alcali-réaction, le tout aggravé par un apport continu d’eau et de mauvaises dispositions des armatures. Sims et al. [SIM 04] décrivent sept cas de bétons détériorés par des causes multiples : leurs conclusions attirent l’attention sur le fait que « le degré de certitude d’existence de chaque mécanisme ne correspond pas nécessairement à l’importance du phénomène comme cause de détérioration ».

2.2.1. Signes visuels, macroscopiques Plusieurs types de désordres peuvent être générés par l’alcali-réaction. Il s’agit essentiellement de déformations et de mouvements différentiels, de fissurations et de dégradation généralisée des parements. De plus, ces désordres sont presque toujours limités aux composantes ou aux parties de composantes les plus sévèrement exposées.

2.2.2.1. Expansion du béton et désordres associés L’expansion du béton est l’une des principales conséquences de l’alcali-réaction. L’éclatement de joints de dilatation ou de construction, l’extrusion des scellants de joints, le bris de cornières métalliques, la déformation du béton (déflexion, distorsion, gonflement…), les mouvements différentiels entre éléments structuraux, le blocage de machines (turbines, portes d’écluses…), voilà autant d’évidences de cette expansion. De nombreux exemples sont cités dans la littérature. Mentionnons également que d’autres phénomènes peuvent produire des déformations ou des mouvements différentiels entre composantes de béton, comme les cycles de gel-dégel, l’attaque des sulfates, les chargements, les variations d’humidité et de température, les vibrations, le fluage, etc. Il s’agit donc de manifestations importantes de l’alcali-réaction, mais pas nécessairement limitées à ce phénomène. De plus, précisons qu’elles n’altèrent que rarement le fonctionnement de l’ouvrage.

2.2.1.2. Fissuration superficielle Un motif de fissuration est presque toujours observé à la surface des parties exposées et atteintes par l’alcali-réaction. La plupart du temps, il consiste en un réseau polygonal de fissures, plus grossier que ceux qui résultent de retrait de dessiccation ou de l’action de cycles gel-dégel. Parfois, les contraintes imposées aux ouvrages induisent une orientation préférentielle des fissures. L’ouverture des fissures demeure le plus souvent inférieure à 10 mm. Elle progresse à un rythme variable qui peut dépasser 1 mm/an. Les fissures pénètrent rarement de plus de 5 cm à l’intérieur du béton. Les bétons massifs de barrage, par contre, peuvent être affectés par des fissures jusqu’à 45 cm de la surface [Jensen 6].

492


2.2.1.3. Exsudations de gels siliceux La présence d’exsudats est un indice caractéristique de réaction alcali-silice dans la mesure où on ne les a pas confondus avec des concrétions de chaux carbonatée : pour éviter la confusion on peut être conduit à des vérifications en laboratoire (analyse chimique, MEB-EDS, DRX…).

2.2.1.4. Éclatements ponctuels (popouts) Certains granulats en réagissant près de la surface peuvent produire des éclatements ponctuels. Il s’agit toutefois d’un phénomène accessoire, plus généralement associé à la présence de particules gélives.

2.2.1.5. Dégradation généralisée des parements On en arrive à des parements pratiquement méconnaissables lorsque y coexistent un motif de fissuration relativement dense, une coloration brunâtre des bords de fissures, des exsudats, des éclatements locaux.

2.2.2. Performances mécaniques Comme cela a été dit, les manifestations des désordres, notamment la fissuration sont plutôt superficielles. En ce qui concerne les performances mécaniques du béton de l’ouvrage – lorsqu’il est armé ou précontraint – on observe très souvent une chute des caractéristiques mesurées sur des carottes prélevées dans l’ouvrage, chute que l’on ne retrouve pas, ou très affaiblie, lorsqu’on détermine les performances de l’ouvrage en place, par exemple sa capacité portante. Il est logique de penser que ces écarts de comportement sont dûs aux différences d’état du béton dans les deux cas de figure, à savoir qu’il est libre dans les carottes, armé et chargé dans un ouvrage. Nous allons donc examiner les trois points suivants : – performances mécaniques du matériau béton atteint par l’alcali-réaction ; – influence des armatures ; – influence du chargement.

2.2.2.1. Performances mécaniques du béton atteint par l’alcali-réaction Il s’agit ici de caractéristiques mesurées en laboratoire soit sur des carottes prélevées dans les ouvrages, soit sur des éprouvettes fabriquées en laboratoire, autrement dit sur du béton non armé. La première constatation est que l’alcali-réaction n’affecte pas les diverses propriétés mécaniques du béton avec une même intensité : ceci est bien visible sur la figure 11.1.

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1 000 60

800

8

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6

40

4

Rc, MPa

H (10– 6)

H

Rc Rt, MPa

400

200

Rt

2 0

0

200

400

0

600

Temps (jours)

Figure 11.1 : expansion et performances mécaniques d’un béton fabriqué avec un gravier réactif, conservé à 38 °C et 100 % H.R, d’après [BOY 00]. On note que les résistances mécaniques semblent avoir atteint une valeur plancher lorsque l’expansion a atteint son maximum. On voit très nettement que la résistance à la traction (Rt) est beaucoup plus affectée que la résistance à la compression (Rc).

Dans la majorité des cas, on note que les chutes de résistance à la traction sont bien plus fortes que celles qui affectent la résistance à la compression : ce fait, déjà signalé par [NIX 85] a été confirmé par de nombreux auteurs. Il peut être expliqué par la fermeture des fissures, engendrées par l’alcali-réaction, sous l’action des contraintes de compression alors que, au contraire, les efforts de traction amènent rapidement la propagation de ces fissures. Le module d’élasticité est un indicateur très sensible du développement de l’alcali-réaction : il peut subir des chutes importantes avant l’apparition d’expansions significatives et continuer à chuter avec le temps alors que la résistance à la compression continue de croître. C’est ce que montre la figure 11.2, tirée de [MON 00].

494


147 j

Contrainte (MPa)

40

30

28 j

20

10

0

2 000

4 000

6 000

8 000

10 000

12 000

Déformation (10– 6)

Figure 11.2 : comportement sous charge de bétons après 28 j et 147 j de conservation dans une solution 1N de NaOH, à 38 °C. Les granulats alcali-réactifs sont des calcaires de Spratt, d’après [MON 00]. On constate que le développement de l’alcali-réaction n’a pas annulé la croissance de la résistance à la compression : par contre la déformabilité du matériau est fortement augmentée ainsi que sa déformation à la rupture.

En outre, comme on peut également l’observer sur cette même figure, l’alcaliréaction modifie le comportement sous charge du béton : on note une augmentation de la déformabilité (le module statique chutant de 20 GPa à 28 j à 6,45 GPa à 147 j) et de la déformation ultime. Par ailleurs, le caractère viscoplastique du béton endommagé est accru : les déformations de fluage sont multipliées par 2,5 à 4 [BLI 81]. Concernant le comportement à la fatigue, la littérature fournit des résultats controversés. Des essais de chargement oligo-cycliques sur carottes prélevées dans des ouvrages atteints [WOO 89] ont montré que le béton se déforme plastiquement sous des niveaux de chargement faibles : c’est ce qui apparaît dans la figure 11.3.

495


6

Contrainte (MPa)

5

B

A

4

3

2

1

0 – 100

0

100

200

300

400

500

Déformation (μm/m)

Figure 11.3 : essais de fatigue sur des carottes de béton de même formulation mais prélevées dans des éléments superficiellement fissurés (B) et non fissurés (A) d’une même structure, d’après [WOO 04]. Le béton déjà fissuré par l’alcali-réaction (B) présente un module d’élasticité plus faible que celui qui ne l’est pas encore (A), tout en accumulant des déformations plastiques.

Dans des essais poursuivis jusqu’à rupture les avis divergent. Pour [FUJ 87], l’alcali-réaction ne raccourcit pas la durée de vie alors que pour [AHM 99], le contraire est observé : la diminution du nombre de cycles entraînant la rupture varie de 20 à 86 % suivant le mode de sollicitation.

2.2.2.2. Influence des armatures La présence des armatures passives ou actives dans les bétons armés ou bétons précontraints est bénéfique : elles ont un effet, anisotrope, de restriction des déformations engendrées par l’alcali-réaction. Cette constatation, faite par de très nombreux auteurs, est bien visible dans la figure 11.4 [ABE 89].

496


0,6

B

Expansion (%)

0,5

0,4

BA ŏ

0,3

0,2

0,1

BAII

0 100

200

300

400

500

Âge (jours)

Figure 11.4 : influence des armatures d’un béton sur l’expansion provoquée par l’alcali-réaction, d’après [ABE 89]. Les expansions mesurées sur des carottes extraites de poutres en béton armé soit parallèlement (BA//) soit perpendiculairement (BA⊥) à l’axe des poutres sont plus faibles que celles d’éprouvette de béton non armé (B) conservées dans la même ambiance. Les armatures créent ainsi une forte anisotropie de l’expansion du béton armé.

En second lieu, on note une influence manifeste des armatures sur les performances mécaniques des bétons atteints par l’alcali-réaction et ceci aussi bien dans des essais en laboratoire qu’à partir de mesures in situ. Les performances des éléments en béton armé (résistance à la compression, résistance à la traction, module d’élasticité) sont très peu affaiblies par l’alcali-réaction comparativement à celles de carottes prélevées dans les mêmes unités ou d’éprouvettes fabriquées avec le même béton [OKA 89b, INO 89]. Dans le cas d’éléments en béton précontraint, on arrive aux mêmes conclusions, à savoir que le béton peut être fortement dégradé sur le plan mécanique, par l’alcali-réaction, alors que l’élément précontraint n’est pas affecté. On peut citer ici les observations de [HAM 89] : après dix ans d’exposition en ambiance marine, des poutres de bétons précontraints fabriqués avec des granulats réactifs ont vu leur moment de flexion à la rupture accru de 2 à 8 % alors que la résistance à la compression des cylindres de béton non armé, de même composition et conservés dans la même ambiance, a chuté de 60 %.

2.2.2.3. Influence du chargement Le maintien sous charge d’un élément de béton réduit son expansion ; ses performances mécaniques sous chargement rapide sont améliorées. Par ailleurs, [AHM 99] signalent que des éprouvettes maintenues sous charge depuis leur fa-

497


brication jusqu’au début d’essais de fatigue ont des durées de vie supérieures de 50 à 60 % à celles d’éprouvettes de mêmes compositions mais non chargées. Si l’on fait une synthèse des nombreuses études consacrées au rôle joué par les armatures et le niveau de chargement dans le comportement d’un ouvrage, en béton armé ou précontraint, endommagé par l’alcali-réaction, on peut retenir la conclusion suivante: l’affirmation « l’application d’une contrainte (armature, chargement) à un béton atteint d’alcali-réaction minimise son expansion et sa perte de résistance » est une affirmation triviale, certes pas erronée mais ambiguë dans sa formulation. En effet, globalement parlant, l’état de contrainte appliqué à un tel béton ne joue que très peu sur le gonflement volumique, par contre, la présence d’un déviateur dans le champ de contraintes crée une anisotropie des déformations et des performances mécaniques du béton : il y a un report du gonflement dans la direction la moins chargée.

2.2.3. Signes microscopiques, observables en laboratoire 2.2.3.1. Microfissuration du béton L’alcali-réaction crée progressivement un réseau de microfissures dans le béton. Ces microfissures résultent des pressions de gonflement engendrées au sein des particules réactives, le long des plans de clivage ou de schistosité ; elles peuvent également apparaître à la périphérie des grains. Avec le temps, ces microfissures se propagent dans toutes les directions et peuvent alors recouper plusieurs granulats ainsi que la pâte. La microfissuration peut être étudiée soit sur des surfaces de fractures, soit sur des sections polies, soit sur des lames minces ; les grossissements vont de quelques fois ou dizaines de fois si l’on utilise un stéréomicroscope, à plusieurs centaines pour les microscopes optiques et plusieurs milliers pour les observations au MEB. On ne doit pas perdre de vue le fait que la détection d’une microfissuration n’est effective que si la dimension des microstructures est accessible au pouvoir de résolution de l’instrument d’observation : il en résulte que la quantification d’un réseau microfissural (en termes de densité de fissuration ou de pourcentage de grains fissurés) n’est exploitable que si on la rapporte à l’échelle d’observation. La mise en évidence des microfissures est facilitée par des traitements préalables tels que l’imprégnation par des résines colorées ou par des pigments fluorescents.

2.2.3.2. Gels et autres produits réactionnels Il est établi depuis longtemps que les alcali-réactions de types alcali-silice ou alcali-silicates engendrent des produits amorphes (gels) ou microcristallins, de composition silico-alcaline ou calco-silico-alcaline [6] et de faciès extrêmement variables.

498


La figure 11.5 présente quelques aspects caractéristiques de ces produits, tels qu’ils apparaissent au MEB : des gels à surface lisse, craquelés ou bien des structures alvéolaires montrant une tendance à la cristallisation, voire des amas de cristaux lamellaires ou aciculaires souvent en forme de rosettes.

2.2.3.3. Auréoles de réaction Des zones foncées sont souvent observées dans les granulats réactifs suivant deux types distincts : – auréole au pourtour du granulat, coïncidant le plus souvent avec un affaiblissement de la liaison pâte-granulat, ce qui entraîne une décohésion à l’interface ; – dépôts dans des microfissures préexistantes dans le granulat qui deviennent des amorces de fracturation, l’interface gardant alors toute sa cohésion.

2.2.3.4. Rapports entre alcali-réaction et ettringite Nous attirons ici l’attention du lecteur sur le fait que les observations microscopiques de bétons endommagés ont pu y révéler la coexistence de produits d’alcaliréaction et d’ettringite. Ce point est étudié en détail dans le paragraphe 3.

(a)

(b)

(c)

(d)

499


(e)

(f)

Figure 11.5 : quelques aspects caractéristiques (observables au MEB) de produits d’alcali-réaction, d’après [CYR]. (a) L’observation à faible grossissement (ici x 25) de bétons atteints d’alcali-réaction montre souvent, en premier lieu, de larges plages, lisses, de gel (les fissures sont surtout provoquées par le vide régnant dans le microscope). (b) Lorsqu’on travaille à grossissement plus important, on perçoit l’existence de plusieurs faciès pour les produits réactionnels : cette vue est particulièrement démonstrative. (c) Le gel peut se présenter, même à fort grossissement, comme un dépôt, plus ou moins épais, à surface lisse. (d) La surface du gel présente des protubérances isolées (en haut de la plage) ou jointives (bas de la plage) : on parle alors de gel mameloné. (e) Les produits réactionnels perdent une apparence amorphe et acquièrent des faciès plus ou moins cristallisés : ici une microtexture alvéolaire qui n’est pas très éloignée de celle des C-S-H ordinaires. (f) La texture cristallisée peut être très nette : ici des rosettes formées de cristaux lamellaires.

2.3. Les enseignements de ces observations Les enseignements que l’on peut tirer des observations (rapportées au § 2.2) peuvent être classés sous trois rubriques : a) conditions d’apparition de l’alcali-réaction dans un béton : conjonction obligée des trois facteurs granulats réactifs, alcalins, humidité élevée ; b) paramètres influents sur la gravité des désordres : ces derniers sont moins importants dans les ouvrages que dans les éprouvette d’essais ; c) prévention des désordres : des additions minérales et des inhibiteurs permettent de minimiser ou de supprimer ces désordres.

2.3.1. Les désordres n’apparaissent que par la conjonction de trois facteurs. Il est actuellement incontestable que l’alcali-réaction ne se développe dans un béton que si trois conditions sont satisfaites : la présence d’un granulat potentiellement réactif, une forte concentration en alcalins dans la solution interstitielle (qui crée un pH élevé), un taux d’humidité suffisamment élevé. Ces facteurs de premier ordre sont eux-mêmes sous la dépendance : – de la formulation du béton ; – du type et de la fonctionnalité de l’ouvrage où ce béton est mis en œuvre; – des conditions environnementales.

500


Les relations entre ces deux groupes de paramètres sont, de fait, très nombreuses et peuvent être représentées, pour l’essentiel par la figure 11.6. Formulation du béton

Granulats réactifs Ciments Additions Adjuvants E/C

Type et fonction de l'ouvrage

Alcalins > seuil

Environnement

Humidité > seuil

Figure 11.6 : facteurs intervenant sur l’apparition des 3 conditions nécessaires au déclenchement de l’alcali-réaction.

2.3.1.1. Influence de la formulation du béton Les granulats Nous ne traiterons dans ce paragraphe que des granulats donnant lieu à des réactions alcali-silice et(ou) alcali-silicate. En effet, les réactions alcali-carbonates, en raison de leur faible occurrence, ont été traitées une fois pour toute au paragraphe 2.1.3. La sévérité des alcali-réactions provoquées par les granulats dépend bien sûr de la réactivité de ces derniers mais aussi de leur dosage et de leur granularité. Les phases réactives, siliceuses au sens large, peuvent exister dans de nombreux types de roches, comme le montre le tableau 11.1.

501


SÉDIMENTAIRES

MÉTAMORPHIQUES

MAGMATIQUES

Tableau 11.1 : principales roches pouvant contenir des phases siliceuses sensibles en milieu alcalin, d’après [18]. Roches

Phases siliceuses sensibles en milieu alcalin

Granites Granodiorites Quartz-diorites Rhyolites Dacites Andésites Trachy-andésites Basaltes Obsidiennes Tufs volcaniques Rétinites

Quartz à réseau déformé, présentant une extinction ondulante. Minéraux feldspathiques et micacés altérés : joints de grains ouverts. Verres siliceux ou basaltiques, plus ou moins dévitrifiés (microquartz) et souvent microfissurés. Tridymite, cristobalite. Opale.

Gneiss Micaschistes Chloritoschistes Quartzites Cornéennes

Grès Orthoquartzites Grauwackes Siltites Schistes quartzeux Chailles Silex Calcaires Calcaires dolomitiques Dolomies

Verres riches en silices, plus ou moins dévitrifiés (micro-quartz) et souvent microfissurés.

Quartz à extinction ondulante. Microquartz de seconde génération. Minéraux feldspathiques et micacés altérés, grains ouverts. Ciment quartzeux ou opalin. Microquartz de seconde génération. Phyllosilicates. Quartz à extinction ondulante et/ou microfissuré. Ciment siliceux mal cristallisé ; joints de grains ouverts. Ciment de quartz épitaxique. Minéraux phylliteux. Opale. Quartz microcristallin. Calcédoine. Opale. Opale, calcédoine. Silice cryptocristalline en nodules, micronodules ou veinules. Silice diffuse en réseau.

Des renseignements complémentaires sur la pétrographie des roches potentiellement réactives existent dans la littérature, notamment dans les documents LCPC [25] et RILEM [26]. Les différentes espèces réactives réagissent à des vitesses extrêmement variables comme l’indique la figure 11. 7 qui montre des courbes d’expansion longitudinale de bétons fabriqués avec différents granulats et conservés dans une ambiance régulée à 60 °C et 100 % HR [19].

502


Expansion (10– 3)

1,6

1

1,4 1,2 1,0 0,8

2

0,6 0,4

I

0,2 0

3

I' 2

4

6

8

10

12

14

16

18

20

22

24

Âge (mois)

Figure 11.7 : influence des granulats sur la cinétique d’expansion de bétons, dopés en alcalins et conservés à 60 °C, d’après [19]. Courbe 1 : sable et gravier à cinétique rapide, réactifs ; Courbe 2 : sable non réactif et gravier réactif à cinétique rapide ; Courbe 3 : sable non réactif, gravier réactif à cinétique rapide et fumée de silice; ll’ = limite de gonflement admissible. On observe : – que les courbes ont une forme en S ; – qu’elles diffèrent considérablement par la valeur finale et par la vitesse maximale d’expansion ; – qu’une addition minérale peut minorer le gonflement.

Ces courbes ne peuvent pas rendre compte de la complexité du comportement dimensionnel d’un ouvrage atteint d’alcali-réaction. On doit tenir compte des remarques suivantes : a) in situ et en climat tempéré l’expansion débute à des âges de 5-10 ans ; b) la courbe d’expansion en fonction du temps présente des irrégularités essentiellement dues aux variations de température et d’humidité ; c) la plupart du temps, cette courbe d’expansion tend vers une asymptote mais des vitesses de déformation importantes peuvent être observées sur plus de 50 ans ; d) l’expansion est typiquement anisotrope. L’expansion dépend donc de la nature du granulat et aussi de son dosage dans le béton ; mais on a constaté, dès les premières recherches sur l’alcali-réaction [VIV 50], qu’elle ne varie pas nécessairement dans le même sens. C’est ce que l’on a désigné par l’expression « effet pessimum » ; l’expansion croît avec le taux de phase réactive puis décroît. Ce phénomène, très accentué dans le cas de granulats très réactifs, comme l’opale, a été, par la suite, signalé pour beaucoup de granulats. La figure 11.8, adaptée de [22], montre que l’on peut rencontrer, selon les granulats, tous les types de comportement intermédiaires depuis le pessimum, très accentué, situé à des concentrations très faibles, jusqu’au comportement de proportionnalité entre taux de minéral et taux d’expansion.

503


2,0

1 : mortier d'opale 2 : béton de silex 3 : béton d'andésite J 4 : mortier d'andésite NZ

0,6

1 0,5

2

Expansion (%)

0,4

3

0,3

4 0,2

0,1

0

20

40

60

80

100

Taux de minéral réactif (%)

Figure 11.8 : existence de pessima dans la concentration de certaines phases réactives, d’après [22]. Ces mesures d’expansion, pratiquées sur mortiers ou sur béton, montrent que l’allure des courbes avec pessimum varie beaucoup d’un granulat à l’autre, aussi bien par la position du pessimum, que par le rayon de courbure. On passe continûment d’une courbe à optimum très net à une courbe à croissance continue.

Plusieurs références indiquent que la position du pessimum semble, pour un béton donné, varier avec l’âge. Par ailleurs, il apparaît que la taille des granulats influe sur leur réactivité avec également un effet de pessimum (figure 11.9).

504


1

2

3

4

Expansion normalisée (%)

100

80

60

40

1 : opale 2 : silice vitreuse 3 : chert 4 : mylonite

20

0,01

0,1

1

10

Dimension moyenne (mm)

Figure 11.9 : existence de pessima dans la granulométrie de certains granulats réactifs, d’après [DIA 74, ZHA 90, FEN 02, LAG 92]. Mesures d’expansion réalisées sur des micromortiers, mortiers ou bétons : l’expansion est indiquée en % de celle qui correspond au pessimum.

Les granulats source unique de la silice réactive, peuvent également libérer des alcalins. Certains granulats enrichissent la solution interstitielle en alcalins : ce peut être le cas de verres volcaniques, de sables marins non lavés, de feldspaths altérés, de micas, de minéraux argileux [STA 86, GOG 96, HUN 96, BER 00] C’est ainsi que dans le barrage français du Chambon, on estime [DEL 94] que l’attaque des silicates des granulats réactifs par la solution interstitielle a réalisé un apport d’alcalins dix fois plus grand que l’apport du ciment même. Les alcalins La dissolution des sulfates alcalins du clinker explique la présence d’ions K+ et Na+ dans la solution interstitielle ; quant aux ions OH- on sait, au moins depuis les travaux de [LON 73], qu’après quelques jours leur concentration équilibre pratiquement celle des alcalins, car celle des Ca++ est devenue très faible. La teneur en alcalins Na2O + K2O est ramenée en terme de Na2O équivalent ainsi calculé : Na2O éq. = Na2O + 0,658 K2O. Elle est alors exprimée soit en kg de Na2O éq./m3 de béton, soit en pourcentage de la masse du ciment. De nombreux résultats ont établi l’influence de cette teneur en alcalins sur le démarrage et la cinétique de l’alcali-réaction. On retiendra dans un premier temps (figure 11.10) que les alcalins ne deviennent nocifs qu’au-dessus d’une valeur critique de concentration (4 kg/m3 dans le cas de la figure).

505


0,7

Expansion à 200 jours (10–3)

0,6

0,5

0,4

0,3

0,2

Réaction sans macrofissuration

0,1

0,0

Fissures visibles

0

1

2

3

4

5

6

7

Na2O éq. (kg/m3)

Figure 11.10 : influence de la teneur en alcalins sur l’expansion de prismes de béton contenant de l’opale et conservés à 100 % d’humidité relative et 20 °C, d’après [HOB 88]. Une teneur en alcalins de 4 kg/m3 ou moins semble une garantie suffisante pour réduire à un niveau acceptable (< 0,05 %) les expansions à 200 jours de prismes de béton contenant des particules d’opale d’une granularité 0,3-1,2 mm.

Cette figure, qui exploite des résultats obtenus avec un seul type de granulats, est citée dans de multiples publications car elle a une véritable valeur pédagogique en montrant l’existence d’un seuil extrêmement net. Mais si l’on veut rendre compte des phénomènes tels qu’ils apparaissent sur des bétons, variables notamment par la nature de leurs granulats, la figure 11.11 est plus riche de renseignements : Berra et al. [BER 05] ont mesuré l’influence de la teneur en alcalins et de la nature des granulats sur l’expansion à 1 an de prismes de bétons testés suivant une procédure Rilem AAR-3 modifiée [29]. Les expansions ainsi mesurées sont comparées au comportement in situ des granulats.

506


O

2

Expansion à 1 an (10–3)

M 1,5

O, C

F C

D

toujours réactifs in situ

F, D parfois réactifs

1

M, N, A, B jamais réactifs

N

A B

0,5

0

2

4

6

8

10

Na2O éq. (kg/m3)

Figure 11.11 : influence de la teneur en alcalins et de la nature des granulats sur l’expansion à 1 an, de prismes de béton. Le test juge comme ne présentant pas de risque les formulations de bétons dont l’expansion à 1 an est ≤ 0,5.10–3. On constate : – qu’on n’observe pas de seuil aussi abrupt que sur la figure 11.10 ; – que les teneurs critiques varient avec la réactivité du granulat telle que le comportement in situ l’a révélée ; d’environ 8 kg/m3 pour des granulats non réactifs, à 3 kg/m3 pour les granulats réactifs.

On constate que le comportement du béton dépend à la fois du taux d’alcalins et de la nature du granulat. Ceci s’accorde avec le paragraphe 2.4 qui montre l’influence primordiale du rapport Na2O/SiO2 sur l’alcali-réaction : SiO2 étant apporté, en quantités variables, par les granulats, un même rapport Na2O/SiO2 sera obtenu avec des teneurs variables en alcalins. Les premières prescriptions de lutte contre l’alcali-réaction ne prenaient en compte que le ciment comme source d’alcalins : elles recommandaient l’emploi d’un ciment low-alkali renfermant au plus 0,6 % de Na2O éq. et un dosage en ciment qui limite la quantité d’alcalins à 3 kg/m3. Ces mesures se sont révélées défaillantes à maintes reprises, car elles ne tenaient pas compte des autres sources d’alcalins (indiquées sur la figure 11.7). Actuellement on calcule la teneur en « alcalins actifs » du béton susceptibles d’être fournis par tous les ingrédients du béton et par le milieu ambiant.

507


Tous les alcalins ne participent pas à l’alcali-réaction car une partie peut rester piégée dans le réseau cristallin : on appelle « alcalins actifs » ceux qui peuvent passer en solution. Pour chaque constituant du béton, on calcule ainsi la teneur en alcalins actifs A : A = ma où a = alcalins totaux et m un coefficient compris entre 0 et 1. Le document [18] indique les valeurs à prendre pour m : laitiers m = 0,5 ; fines calcaires m = 0,5 ; cendres volantes m = 0,17 ; pouzzolanes m = 0,17 ; clinker m = 1 ; gypse m = 1. Pour les granulats m sera déterminé expérimentalement. On recommande de rester sous une valeur plafond de 3 kg/m3. Mais, étant donné que dans certains cas cette teneur limite s’est montrée trop élevée, on préconise plutôt actuellement une approche performantielle basée sur des essais de gonflement. Le ciment Portland Une des sources principales, même si ce n’est pas la seule, des alcalins disponibles dans un béton. Dans le clinker, les alcalins se trouvent surtout sous forme de sulfates solubles ; ils peuvent aussi, en de plus faibles proportions, être intégrés dans les réseaux des autres constituants. Leur teneur, dans un ciment, est situé dans une plage 0,3-1,2 %. Elle dépend tout d’abord de la composition mais aussi du process de fabrication (notamment du combustible). Les autres caractéristiques du ciment comme sa composition minéralogique, sa finesse de broyage joueraient un rôle beaucoup plus modeste que celui de la teneur en alcalins sur l’alcali-réaction. Assez peu de publications se rapportent à ces paramètres : Berra [BER 94] signale toutefois que la finesse du ciment joue sur les résultats du test NBRI modifié Berra et Krell [KRE 87] indiquent que l’expansion augmente avec la finesse. Le ciment à base de laitier de haut-fourneau Le laitier granulé de haut-fourneau, moulu, est doué de propriétés hydrauliques, ce qui le différencie des additions minérales telles que les cendres volantes et les fumées de silice, qui se comportent comme des pouzzolanes. C’est la raison pour laquelle ce laitier granulé, dans certains pays, dont la France, peut entrer dans la constitution de ciments normalisés à de très fortes teneurs. C’est le cas des CEM III/C dans lesquels il représente de 66 à 95 % du produit. Le laitier granulé moulu est reconnu depuis longtemps comme efficace dans la prévention de l’alcali-réaction [HOG 83].

508


Expansion à 2 ans (%)

0,50

0,40

5 0,30 1 : calcaire siliceux 2 : grès 3 : grauwacke 4 : granite 5 : calcaire dolomitique argileux

1 2 3 4

0,20

0,10 0,04 0,00

0

10

20

30

40

50

60

70

Pourcentage de laitier

Figure 11.12 : influence du laitier granulé de haut-fourneau sur l’expansion à 2 ans de bétons, fabriqués avec des granulats expansifs et conservés à 38 °C, d’après [THO 98]. On constate que les expansions dues à une réaction alcali-silice (granulats 1-4) sont abaissées en dessous du seuil de 0,04 % à 2 ans qui, d’après le texte CSA A23.2.14A, indique l’absence de désordres : pour cela le taux de laitier doit être ≥ 50 %. On note que dans le cas de réaction alcali-carbonate (granulat 5) l’addition de laitier est inefficace (voir § 2.1.3).

La figure 11.12, d’après [THO 98], résume bien les conclusions de nombreuses recherches, à savoir que les expansions sont pratiquement supprimées dès que le dosage du liant en laitier granulé excède 50 %. L’emploi du ciment CEM III/C peut donc être bénéfique si la composition du béton inclut des granulats potentiellement réactifs : le choix de ce type de liant peut également s’appuyer sur sa bonne tenue en milieu chimiquement agressif, mais doit prendre en compte la lenteur du durcissement initial. Le rapport E/C Un faible rapport E/C accroît les performances mécaniques du béton et densifie sa structure, ce qui le protège mieux contre les agressions exogènes. Concernant l’influence de E/C sur le comportement du béton vis-à-vis de l’alcali-réaction on peut noter qu’un abaissement de E/C : a) accroît la concentration des alcalins dans la solution interstitielle (son volume étant réduit) et donc l’agressivité de cette dernière ; b) diminue la porosité, donc l’espace disponible pour l’expansion des gels ; c) diminue la perméabilité, donc la vitesse de diffusion ionique et en conséquence la vitesse d’alcali-réaction ; d) accroît la résistance et la rigidité du béton qui est alors plus apte à s’opposer aux efforts d’expansion.

509


Les deux premiers facteurs, aggravants, s’opposent aux deux derniers. Au final le résultat global peut pencher dans un sens ou dans l’autre : c’est ce qui semble ressortir de la littérature qui présente des résultats très variés, non concordants [KRE 87, BER 92a, BER 92b, HOB 88]. Les adjuvants L’utilisation d’entraîneurs d’air peut-elle réduire les expansions dues à l’alcaliréaction en fournissant aux gels siliceux plus d’espace (bulles d’air) pour se loger? Des expériences réalisées au Canada sur des granulats de calcaire siliceux très réactifs des régions de Trois-Rivières (Québec) et d’Ottawa (Ontario) indiquent qu’un dosage en air entraîné de 6 à 9 % n’a pas d’effet significatif sur les expansions obtenues. Mais dans ce type de granulats, les désordres se manifestent principalement le long de microfissures préexistantes au sein des particules et il semble que la présence d’un plus grand nombre de bulles d’air à proximité immédiate des particules réactives soit effectivement bénéfique dans le cas de granulats dont l’attaque chimique se fait plutôt à l’interface pâte/granulats [VIV 47], [JEN 84]. C’est d’ailleurs ce qui a été observé avec des grès de Potsdam et des tufs rhyolitiques [BER 92a]. Somme toute, il y a peu de données disponibles sur l’influence des adjuvants face à l’alcali-réaction. Mentionnons, toutefois, que des études suggèrent que certains superplastifiants peuvent accroître la teneur en alcalins et le pH de la solution interstitielle [ZEL 89, MAT 91]. Wang et Gillott [WAN 89] ont remarqué que des superplastifiants de type naphtalène sulfoné ou mélamine sulfonée accroissent l’expansion de mortiers renfermant de l’opale : l’adjuvant agirait et sur la réactivité du granulat et sur les caractéristiques du gel expansif. Les additions minérales Compte tenu de l’importance et de la spécificité de leur rôle préventif de l’alcaliréaction, elles sont examinées au paragraphe 2.3.3.

2.3.1.2. Type et fonctionnalité de l’ouvrage Peu de cas d’alcali-réaction dans le domaine du bâtiment ; cet état de fait est attribué [19] : à un assez faible dosage en ciment (donc en alcalins), à la protection des murs extérieurs par des enduits, à la faible humidité des éléments intérieurs. L’alcali-réaction se produit donc essentiellement dans les ouvrages d’art, mais avec des fréquences variables suivant la catégorie.

Les bétons de masse, comme les barrages, semblent particulièrement vulnérables [BER 00]; d’après [LAL 00] sur 127 barrages en béton exploités en France par EDF, 37, soit 30 %, montreraient des signes d’alcali-réaction. Cette vulnérabilité

510


importante est explicable par diverses raisons. Certains barrages, comme celui de Mactaquac (Canada) sont assez gravement affectés bien que l’apport d’alcalins à partir du ciment n’excède pas 2 kg/m3 ; dans ce cas on peut envisager que les alcalins proviennent d’autres sources, hypothèse vérifiée dans le barrage de Chambon [DEL 94]. Un béton de masse ne dissipe que très lentement la chaleur d’hydratation du ciment : la température demeure élevée pendant plusieurs semaines ce qui peut accélérer le démarrage de l’alcali-réaction. Toute fissuration, due par exemple à des gradients thermiques, peut favoriser la pénétration d’humidité dans certaines zones et ce d’autant plus qu’un parement de l’ouvrage est au contact permanent de l’eau. Dans ces conditions, les différentes parties présentent des taux d’humidité très variables et l’on observe alors que les plus humides sont aussi celles ou l’alcali-réaction a les effets les plus marqués : ainsi à l’usine hydroélectrique de Saunders G.S., Grattan-Bellew [GRA 95] a mesuré des damage index de 20 à 25 dans les parties sèches, et 95 à 140 dans les zones humides. Des observations sur un autre type d’ouvrages bien particuliers, des tunnels ferroviaires, montrent un comportement qui n’est pas facile à expliquer. Leeman et al. [LEE 05] ont examiné des carottes prélevées dans les revêtements de béton projeté ou de béton coffré et ceci pour huit tunnels âgés de 19 à 44 ans. Bien que certains granulats soient potentiellement réactifs et que la majorité des éprouvettes montrent qu’une alcali-réaction s’est produite, il n’est apparu aucun dégât à l’examen visuel. Les auteurs du rapport attribuent ceci aux faibles variations climatiques ; ils concluent que « des granulats réactifs peuvent être employés dans les bétons de tunnel sans causer de dommage consécutif à l’alcali-réaction ». Par contre, un avis diamétralement opposé est formulé par Wood [WOO 04] : « cela nécessite les plus rigoureuses spécifications d’emploi des granulats non réactifs pour les tunnels ».

2.3.1.3. Conditions environnementales Conditions d’humidité ; cycles de mouillage/séchage L’humidité ambiante a un rôle fondamental sur le développement de l’alcaliréaction : c’est pourquoi les essais accélérés de réactivité des granulats et (ou) des bétons sont réalisés à 100 % H.R. ou en immersion. En fait, on considère qu’une alcali-réaction ne pourra endommager un béton à température ordinaire ( 20 °C) que si l’humidité relative moyenne est au-dessus d’une valeur seuil égale à 80-85 %.

Une revue bibliographique récente de Poyet [POY 03] nous permet de préciser ces affirmations : – le gonflement libre dû à une réaction alcali-silice augmente bien avec l’humidité relative extérieure (figure 11.13a) ;

511


100

90 %

80

80 %

Seuil HR

Pourcentage du gonflement maximal

– un accroissement de la température abaisse, de façon significative semble-t-il, la valeur du seuil critique d’humidité relative.

60 40

N, L

K O

70 %

O T

60 % 50 %

20

T

40 %

0 50 %

60 %

70 %

80 %

90 %

Humidité relative extérieure

Figure 11.13a : influence de l’humidité sur le gonflement, d’après [POY 03] pour les points O et [LI 02] .

100 %

0

20

40

60

Température d'essai (°C)

Figure 11.13b : influence de la température sur le seuil d’humidité relative, d’après [POY 03].

Les points expérimentaux de la figure 11.13b sont repris de publications dues à : N [NiL 83] ; L [LUD 89] ; O [OLA 87] ; T [TOM 89] ; P [POY 03] ; K [KUR 89].

L’expression « humidité relative moyenne » ne doit pas masquer le fait que : – toutes les parties superficielles d’un ouvrage ne sont pas exposées aux mêmes conditions d’humidité (pluies battantes, accumulations d’eau) ou de température (ombre, soleil, orientation) ; – les parties aériennes sont soumises à des cycles de mouillage/séchage. Ainsi apparaissent des gradients d’humidité dans les ouvrages. Ces cycles de mouillage/séchage contribueraient au développement des fissures observées à la surface des ouvrages atteints d’alcali-réaction, ce qui expliquerait plusieurs comportements observés in situ ou en laboratoire et illustrés sur la figure 11.14. – les fissures s’amenuisent rapidement en profondeur ; – les surfaces de béton constamment exposés à l’air, à des cycles d’émersion/ immersion ou à des cycles de mouillage/séchage sont généralement plus détériorées que les parties complètement immergées ou émergées même si des réactivités sont observées dans toute la masse ; – les parements exposés à un plus fort ensoleillement sont souvent plus endommagés que les autres.

512


Soleil Vent Pluie Humidification/séchage Gel/dégel Variations de température

Coque mince moins expansive (souvent sèche, alcalis lessivés par la pluie)

Fissuration plus sévère côté sud

Gonflement volumique Milieu humide

Milieu saturé

Masse interne en expansion

Fissuration moins sévère dans des conditions d'enfouissement ou d'immersion

Figure 11.14 : schéma illustrant l’influence des cycles de mouillage/séchage et des variations conséquentes d’humidité sur le développement de la fissuration à la surface du béton exposé et atteint d’alcali-réaction, d’après [31]. En période de séchage, les conditions d’humidité peuvent chuter en surface du béton sous le seuil critique requis pour entretenir l’alcali-réaction (80-85 %) et ce, jusqu’à une certaine profondeur qui dépasse toutefois rarement quelques centimètres. De plus, en période de mouillage, ce béton subit sans doute un certain lessivage de ses alcalins. Sous la poussée du béton interne en expansion, cette coque superficielle de béton où les conditions sont souvent propices à l’alcali-réaction sera alors en quelque sorte sollicitée en flexion et se fissurera.

Température ; variations de température Toutes les études de laboratoire indiquent qu’une élévation de température accélère le démarrage et la vitesse initiale de l’expansion. Par contre, on ne peut pas affirmer objectivement que le gonflement final est accru : on trouve autant de publications montrant que la hausse de température entraîne une augmentation du gonflement final que d’autres ayant enregistré une diminution, sans compter celles qui dénient toute influence de la température sur l’expansion finale. Dans les ouvrages en service, certains sont soumis en permanence à des températures élevées (éléments de centrales nucléaires, incinérateurs…), d’autres à de basses températures (chambres réfrigérées…). D’une façon générale, tout ouvrage extérieur subit des variations de températures imposées par le climat. Outre les variations saisonnières, il ne faut pas sous-estimer l’influence des écarts diurnes de température, parfois énormes dans certaines

513


contrées. À répétition, de tels chocs thermiques peuvent provoquer dans le béton un certain niveau de microfissuration, ce qui ne peut que le rendre encore plus vulnérable face à d’autres agressions, dont l’alcali-réaction. Enfin, une attention toute particulière est à apporter aux cycles de gel-dégel qui peuvent, soit aggraver la détérioration d’un béton initialement fissuré par l’alcaliréaction soit initier cette alcali-réaction en créant un réseau fissural qui favorisera la pénétration d’humidité. Les apports externes d’alcalins L’eau de mer et les sels fondants peuvent fournir au béton les alcalins nécessaires au démarrage et au développement des réactions, et en accélérer les effets. Par réaction avec la portlandite et les aluminates de la pâte de ciment, les ions Cl- se retrouvent rapidement au sein de chloroaluminates de calcium, étant remplacés en solution par des ions OH– (dont la concentration régit le pH), alors que les ions alcalins Na+ demeurent en solution. Des expériences en laboratoire ont clairement démontré que le chlorure de sodium était au moins aussi dommageable que la soude et les alcalins du ciment [KAW 00]. Ainsi, l’utilisation à titre préventif d’un ciment à faible teneur en alcalins en présence d’un granulat réactif, peut s’avérer inopérante si le béton reçoit des alcalins sous forme de sels fondants. La même prudence est de rigueur dans les régions côtières (air salin, eau de mer…). La figure 11.15 [KAW 96] montre bien l’influence combinée de la formulation des bétons et des conditions environnementales sur la cinétique et l’amplitude du gonflement libre de cubes de béton non armé, conservés à l’extérieur durant 6 ans.

514


8

Expansion (10– 3)

Expansion (10– 3)

8

700

6

a

4 2

0

b 1

2

3

4

400

5

6

2

0

6

c

4

d

1

Temps (années)

Expansion (10– 3)

Expansion (10– 3)

3

4

5

Temps (années)

6

8

8

e

6 4

f

2

0

2

1

2

3

4

5

Temps (années)

6

6

g 4

h

2

0

1

2

3

4

5

6

Temps (années)

Figure 11.15 : influence des facteurs de formulation et d’exposition sur le gonflement de prismes de béton entreposés à l’extérieur, d’après [KAW 96]. Des bétons refermant des dosages variables en ciment (300-400-500-600-700) kg/m3 ont été coulés en cubes de 22 cm d’arête. Les cubes ont été placés à l’extérieur soit sur le toit d’un immeuble, soit en bord de mer. Leurs faces sont recouvertes d’une membrane acrylique, sauf pour la moitié des éprouvettes ou la face supérieure reste nue. Les courbes a et b montrent l’influence importante du taux d’alcalins, lui-même proportionnel au dosage en ciment. Les courbes c et d montrent la différence de comportement de la face supérieure directement arrosée (d) et d’une face latérale où l’arrivée d’eau est différée (c) : l’eau arrivant sur la face supérieure crée une cinétique plus rapide, mais le fait qu’elle ne s’évapore que difficilement de la face protégée explique que le gonflement se poursuive plus longtemps. Une réduction de l’apport d’eau : la courbe (f) enregistrée sur une face latérale avec face supérieure recouverte montre une diminution du gonflement (courbe e) par rapport à une face latérale avec face supérieure nue. L’emplacement de stockage, en bord de mer (h) ou sur le toit (g), joue également d’une façon sensible sur le gonflement.

Les champs magnétiques, les courants électriques et la protection cathodique Certains chercheurs ont émis l’hypothèse que les courants électriques ou les champs magnétiques, produits dans le béton par les lignes à haute tension ou bien encore par la protection cathodique, pouvaient induire ou accélérer l’alcali-réaction.

515


En Angleterre, les premières structures, où furent officiellement reconnus des signes d’alcali-réaction, étaient associées à des complexes électriques. Dans diverses régions du Québec, plusieurs fondations soutenant des pylônes électriques ou des tours d’éclairage montrent des signes de détérioration anormalement sévères et associés à l’alcali-réaction. Quant à la protection cathodique utilisée pour protéger de la corrosion les armatures de béton armé, des études récentes [SHA 00, CAR 04] tendraient à montrer que son action sur l’alcali-réaction dépend des granulats, du taux d’alcalins et de l’intensité du courant. Pour des courants d’intensité voisine des cas réels, cette action est peu marquée, même après cinq ans.

2.3.2. Les désordres dans les ouvrages sont moins prononcés que dans le béton. La dégradation physique apparente d’un ouvrage atteint par l’alcali-réaction n’est pas toujours le reflet exact de la dégradation interne du béton. En effet, la performance structurale et la capacité portante des composantes affectées demeurent la plupart du temps très acceptables, puisque la détérioration est surtout concentrée à la surface de ces composantes et que les armatures, placées en milieu alcalin, sont intactes.

Dans nombre d’études réalisées sur des bétons armés fabriqués aussi bien en laboratoire que sur chantier avec des granulats réactifs, on n’a observé que de faibles chutes de capacité portante et de capacité de chargement statique, et ce, malgré la présence d’un important motif de fissuration à la surface des éléments en béton étudiés, et bien que des chutes importantes de résistance à la compression uniaxiale, au fendage, à la flexion ou du module d’élasticité aient été observées sur des carottes de béton prélevées dans ces éléments [BLI 81, FUJ 87, HIM 87, KOY 87]. Par exemple, les modules de rigidité et d’élasticité calculés à partir des déflexions observées lors d’essais de chargement sur les membrures des piliers en T supportant une importante autoroute du Japon sont peu affectés (chutes de moins de 15 %), et sont incompatibles avec les faibles valeurs du module d’élasticité (chute de plus de 70 %) et de la résistance à la compression uniaxiale obtenus sur des carottes de béton [ONO 89]. Les essais de chargement in situ (mesure des déflexions) sont, sans contredit, les meilleurs tests pour déterminer la capacité portante de certains types de composantes (dalles, piliers, colonnes, etc.). Dans tous les cas observés, l’évaluation du béton par de tels essais a conduit à des conclusions nettement moins alarmistes sur la performance mécanique (module d’Young, module de rigidité, capacité

516


portante) du béton atteint par l’alcali-réaction que celles issues d’essais en laboratoire sur des carottes de béton prélevées dans ces mêmes composantes. Pour conclure et afin de ne pas tirer de conclusion alarmiste au seul examen visuel d’un ouvrage, citons les propos de B. Mather [MAT 99] « Tuscaloosa Lock, dans l’Alabama, une des structures atteintes par la réaction alcali-silice la plus étudiée par le corps des ingénieurs, fut déclarée après un premier examen “tellement fissurée que l’on a l’impression qu’elle est sur le point de s’effondrer” ; trente ans plus tard, on l’a trouvée “d’une qualité généralement bonne” ».

2.3.3. Protection apportée par les additions minérales et les inhibiteurs 2.3.3.1. Les additions minérales De nombreuses études ainsi que les observations portant sur les comportement des ouvrages ont établi que l’introduction d’additions minérales dans les bétons, soit en addition soit en remplacement partiel du ciment, réduit ou supprime l’expansion provoquée par l’alcali-réaction. Cet effet bénéfique exige que soient respectées certaines conditions d’utilisation.

On remarquera que ces additions minérales, qu’elles entrent ou non dans un cadre normatif, sont toutes des pouzzolanes. Les pouzzolanes artificielles résultent du traitement thermique, suivi de broyage, de produits naturels ou de déchets industriels ; les pouzzolanes naturelles sont des matériaux naturels ayant subi un simple broyage. Fumées de silice Dès lors que ces matériaux (pouzzolanes artificielles) sont pauvres en alcalins (moins de 1 % de Na2Oéq.) et que leur dosage est suffisant, leur emploi conduit à de bons ou très bons résultats. Le dosage optimal est généralement compris entre 10 et 15 % mais cette fourchette peut être déplacée vers des valeurs plus faibles ou plus fortes, essentiellement en fonction des granulats réactifs. C’est ainsi que l’emploi de ciment renfermant 7,5 % de fumées de silice s’est révélé un moyen bénéfique en Islande, depuis 1979, pour empêcher l’apparition de toute alcaliréaction nocive dans les bétons de bâtiment alors que le clinker est riche en alcalins et que certains granulats sont réactifs [GUD 96]. La figure 11. 16 montre qu’à ce même dosage de 7,5 % de fumée de silice, dans d’autres situations, la réduction du gonflement est négligeable [CHE 90]. Toutefois, quelques réserves ont été formulées quant à l’efficacité des fumées de silice pour contrer l’alcali-réaction dans des cas particuliers.

517

Expansion à 1 an (10– 3)


FS1

1,0

CHA 0,5

FS2 CBA

0

10

20

30

Fumée de silice (%)

Figure 11.16 : influence de deux fumées de silice sur l’expansion à 1 an de mortiers renfermant un granulat siliceux réactif, d’après [CHE 90]. Les expansions de mortiers confectionnés avec un ciment à haute teneur en alcalis (CHA) additionné de % variables de deux fumées de silice sont présentées en même temps que l’expansion d’un mortier élaboré avec les mêmes granulats réactifs mais avec un ciment à basse teneur en alcalis (CBA). On en tire plusieurs enseignements : – les deux fumées de silice n’ont pas la même activité ; – les deux courbes présentent un pessimum ; – au pourcentage de 7,5 (qui était bénéfique en Islande), les deux fumées n’ont pas d’action bénéfique; – l’apport de 15 % de la fumée de silice la plus active compense à peine l’aggravation résultant du remplacement du ciment (CBA) par (CHA). Elles se révèlent inactives dans les réactions alcali-carbonate. Elles peuvent se montrer inefficaces dès lors qu’elles n’ont pas été bien dispersées dans le béton. Dans la mesure où se forment des agglomérats ceux-ci se comportent paradoxalement comme des granulats réactifs engendrant du gel et de l’expansion [GUD 04].

Cendres volantes Là aussi l’efficacité de ces matériaux (pouzzolanes artificielles) dépend de plusieurs paramètres : dosage, finesse, composition chimique, teneur en alcalins mais aussi nature du granulat réactif. On peut retenir deux cas de figure où les cendres volantes sont inopérantes : la réaction alcali-carbonate et l’utilisation de certaines variétés de cendres volantes très riches en alcalins qui peuvent augmenter l’expansion due à une réaction alcali-silice. Ceci étant dit, on reconnaît généralement que les cendres volantes, surtout celles de composition silico-alumineuse, dès lors qu’elles sont de bonne qualité, que leur teneur en alcalins est inférieure à 2 ou 3 % en Na2Oéq. et que leur dosage est d’au moins 30 %, constituent un bon moyen de prévention de l’alcali-réaction.

518


8

Cendre A

6

6

84 j

4

7j 2

0

Cendre B

84 j

Expansion (10– 3)

Expansion (10– 3)

8

3j

10

20

Cendres (%)

30

4

2

0

7j

3j

10

20

30

Cendres (%)

Figure 11.17 : Influence du taux de cendres volantes sur l’expansion de mortier. On observe que les deux cendres A et B agissent suivant des modalités différentes ; l’efficacité de A varie dans le même sens que son dosage, alors que B présente un pessimum vers 5 %. La cendre volante A est plus efficace que B, l’expansion à 84 j étant 2 fois plus faible.

Des publications récentes indiquent que des cendres volantes silico-alumineuses même si elles ne sont pas de « bonne qualité » sont efficaces [HOO 04, NOJ 04, MAC 06]. Mais dans le même temps, le suivi des performances des bétons employés dans les tunnels suisses du Alptransit Gotthard et du Lötschberg amène [THA 04] à conclure que les critères de qualité EN 450, concernant les cendres volantes, ne sont pas suffisants. Métakaolin Cette pouzzolane artificielle est fabriquée à partir de minéraux argileux (kaolinite essentiellement) portés à des températures de 650 °C à 800 °C. C’est un aluminosilicate, de structure amorphe et dont de nombreuses études ont vérifié qu’il a des propriétés pouzzolaniques très marquées. Son aptitude à contrer les effets de l’alcali-réaction est également bien établie. Niu et Feng [NIU 04], en travaillant sur des mortiers, ont mesuré une expansion réduite de 85 % suite au remplacement de 30 % du ciment par du métakaolin. Ramlochan et al. [RAM 00] ont mesuré les expansions de bétons, conservés durant 2 ans à 38 °C et 100 % H.R., fabriqués avec deux types de granulats réactifs (calcaire siliceux de Spratt, grauwacke de Sudbury), dosés à 420 kg/m3 de ciment et du métakaolin (taux de remplacement : 5 à 20 % de la masse du ciment). Quel que soit le granulat, il a suffi d’une substitution de 15 % de métakaolin au ciment

519


pour que l’expansion à 2 ans s’abaisse sous le seuil sécuritaire de 0,04 % proposé par la norme CAN/CSA A23.2-14A (la réduction de gonflement apportée par le métakaolin atteint 88 %). Brique pilée Bektas et al. [BEK 04] ont montré que ce matériau, déjà utilisé par les Romains comme pouzzolane artificielle, est également apte à contrecarrer les effets de l’alcali-réaction : les remplacements de 35 % du ciment par de la brique broyée dans des mortiers renfermant des sables réactifs ont provoqué des réductions de gonflement de 78 à 81 %. Pouzzolanes naturelles Les pouzzolanes naturelles proviennent de roches consolidées ou non, d’origine volcanique pour la plupart, dont la composition est essentiellement silico-alumineuses et la structure majoritairement amorphe. Il en existe une grande variété : tufs, terre de Santorin, Trassrhénan, rhyotites, zéolite, etc. Feng et Feng [FEN 02] ont montré que le remplacement de 15 % du ciment d’un mortier par une zéolite finement broyée (d50 ≈ 12 µm), testé suivant la procédure ASTM C1260, suffisait à ramener l’expansion au seuil sécuritaire de 0,1 %. Niu et Feng [NIU 04] en modifiant une zéolithe naturelle par échange ionique (choix d’une NH4-zéolite) ont accru son activité : cette addition (testée suivant ASTM C441) au faible taux de substitution de 5 % réduit déjà le gonflement de 74 %. Fines minérales obtenues par broyage des granulats réactifs En partant de la constatation qu’un granulat réactif aux alcalins peut devenir une pouzzolane très active lorsqu’il est finement broyé, des tentatives ont été faites pour réduire ou supprimer le gonflement provoqué par un granulat réactif en ajoutant dans le béton des fines résultant d’un broyage poussé de ce même granulat. Bian et al. [BIA 96] sur des mortiers, Guedon-Dubied et al. [GUE 00] sur des bétons, Pedersen [PED 04]. Moisson, Moisson et al. [MOI 04, MOI 05] ont montré que cette piste était probablement intéressante : sur des bétons confectionnés avec cinq types de granulats (opale, quartzite, calcaire siliceux, gravier du NouveauMexique, verre à vitre), ils ont noté, consécutivement à l’introduction de fines de broyage des granulats respectifs, des réductions importantes de l’expansion, comprises entre 30 et 100 %, pour 4 granulats avec un seul échec (Nouveau-Mexique).

520


2.3.3.2. Les inhibiteurs chimiques Mac Coy et Caldwell, dès 1951, avaient étudié l’aptitude d’une centaine de composés chimiques à contrer les effets de l’alcali-réaction dans les mortiers et avaient conclu à l’intérêt particulier des sels de lithium. À la différence des additions minérales qui ont uniquement un rôle préventif de l’alcali-réaction, les sels de lithium peuvent être employés à deux niveaux : prévention dans des ouvrages neufs ou traitement d’ouvrages déjà construits et altérés. Parmi les divers sels de lithium qui ont montré des propriétés intéressantes (LiCl, Li2CO3, LiF, LiSO4, LiNO3, LiOH…), c’est le nitrate de lithium qui présente le plus d’avantages [STO 97, MAL 02]. Il ne possède pas l’inconvénient, en cas de sous dosage, d’augmenter l’expansion ce qui est par contre le cas de LiOH et Li2CO3. À cause de son pH proche de la neutralité, il ne présente pas les dangers de manipulation de l’hydroxyde LiOH et de ses solutions. Pour un emploi préventif, d’après [MAL 02] un dosage de 4,6 l/kg Na2Oéq. est efficace pour des granulats modérément réactifs, mais les conclusions de Tremblay et al. [TRE 04] ne corroborent pas entièrement cette prescription : ayant opéré sur des bétons élaborés avec 12 granulats plus ou moins réactifs, ils ont montré que seulement dans 6 cas sur 12 un dosage normal réussissait à abaisser l’expansion sous le seuil critique du test ASTM C1293. Ils concluent que l’efficacité du LiNO3 pour contrer l’alcali-réaction dépend plus de la nature pétrographique du granulat que de son degré de réactivité. Pour un emploi curatif, sur un ouvrage déjà endommagé, le traitement ne donnera de bons résultats que si le produit pénètre assez profondément dans le béton. Des essais en laboratoire ont montré que la pénétrabilité pouvait être accrue par différents moyens : l’ajout d’un surfactant amènerait une amélioration de 50 %, l’application d’un champ électrique serait bénéfique également [WHI 00]. Thomas et Stokes [THO 04] rapportent plusieurs exemples de chantiers où ce traitement au LiNO3 a retardé la progression de l’endommagement. C’est le cas d’un chantier routier où des portions endommagées du revêtement en béton ont reçu entre 1998 et 2001 plusieurs applications de solutions à 30 % de LiNO3 dosées à 0,2144 l/m². La figure 11. 18 donne les profils de concentration du lithium en fonction de la profondeur, mesurés sur des carottes prélevées après traitement.

521


Taux de Li (10– 4)

1,5

1

1

0,5

2 3 0

1

2

3

4

5

Profondeur (cm)

Figure 11.18 : pénétration du lithium en fonction de la fissuration du béton avant traitement : interprétation de la figure 11. 10 de [THO 04]. Les carottages effectués sur des sections initialement très fissurées (1), modérément fissurées (2) ou peu fissurées (3) montrent bien que le produit pénètre d’autant plus profondément que le milieu est fissuré.

2.4. Explication des mécanismes provoquant les gonflements Les explications fondamentales permettant d’expliquer le phénomène de gonflement par le déroulement de l’alcali-réaction se sont longtemps placées sur un plan chimique, essentiellement phénoménologique. Ces explications sont divergentes suivant les auteurs ; elles sont actuellement, depuis les années quatre-vingt-dix, complétées par des méthodes numériques qui aboutissent à l’établissement de modèles. Ceux-ci ont, d’une part, l’objectif de rendre compte de l’amplitude des phénomènes observés sur un ouvrage à l’instant t, d’autre part, l’ambition de prédire le comportement futur de l’ouvrage.

C’est la réaction alcali-silice qui a été la plus étudiée. En ce qui concerne la réaction alcali-silicate, on penserait que le gonflement n’est pas exclusivement provoqué par la formation d’un gel mais qu’il résulterait de possibles phénomènes d’expansion et d’exfoliation liés à la présence de phases phylliteuses [JEH 96].

2.4.1. Réactions chimiques de la silice des granulats et de la solution interstitielle La raison première de la réactivité des minéraux du groupe de la silice est qu’ils se retrouvent en déséquilibre thermodynamique par rapport à leurs conditions de formation et de gisement lorsqu’ils sont introduits comme granulats dans un béton. Ce dernier est en effet un milieu hyperbasique puisque des pH supérieurs à 12,5 caractérisent la solution interstitielle. Dans ces conditions, on sait que pour

522


la silice amorphe – et il pourrait en aller de même pour les autres formes de silice – la solubilité qui est pratiquement constante (100 à 150 mg/l) entre pH 1 et pH 8 s’accroît brutalement et dépasse déjà 1100 mg/l à pH 10,6 [KRA 56]. Depuis les travaux de Dent-Glasser et Kataoka [DEN 81], même s’il subsiste quelques désaccords sur des points de détail, on admet le schéma suivant pour les phases initiales: (i) une réaction acide-base entre les groupements acides silanols et les OH– de la solution interstitielle crée une charge négative sur l’oxygène Ñ Si – OH + OH– + →Ñ Si – O– + H2O Cette charge va être équilibrée par un ion Na+ de la solution Ñ Si – O– + Na+ → NaSiO En fait, la stoechiométrie de la réaction → Na0,38SiO2,19

(3)

(ii) les ponts siloxane de la silice sont à leur tour attaqués par les ions OH– Ñ Si – O – Si Ò+ 2OH– →ÑSi – O– + O – Si Ò+ H2O Cette réaction affaiblit encore plus la structure siliceuse qui devient de plus en plus accessible aux molécules d’eau et aux ions Na+. A la limite, tout le réseau se désintègre et la silice passe entièrement en solution, ce qui peut être ainsi schématisé: (4) Na0,38SiO2,19 + 1,62 NaOH → 2Na+ + H2SiO4= De fait et en fonction de l’alcalinité de la solution interstitielle [DRO 97], il apparaît également des groupements H4SiO4 ou H3SiO4–. Que se passe-t-il ensuite ? Les avis divergent suivant les auteurs : soit par des réactions topochimiques, soit par des réactions transolution, il se forme un gel silico-alcalin. L’évolution du système SiO2 (granulats)/alcalins (solution interstitielle) ou, en d’autres termes, la formation du gel, dépend fortement du rapport initial des concentrations en SiO2 et Na2O. Dent-Glasser [DEN 81] avait montré que la courbe de variation de la concentration en silice dissoute dans une solution de soude en fonction de la quantité initiale de silice n’est pas croissante/monotone mais présente un maximum. Ce maximum, qui expliquerait l’existence du pessimum observé sur certains bétons atteints de réaction alcali-silice, rapporté au paragraphe 2.3.1, se situe, suivant les conditions expérimentales à des valeurs de 3 ou 5 pour les rapports molaires SiO2/Na2O. Wen [WEN 89] a confirmé ces résultats, avec un maximum pour le rapport molaire SiO2/Na2O = 5, rejoignant ainsi les conclusions de Hobbs [HOB 88]. Dans un béton la solution interstitielle, outre les alcalins et les ions OH–, renferme

523


également des ions calcium. Il ne fait plus de doute actuellement que le calcium joue un rôle dans la formation du gel [DIA 89]; en effet, il est toujours trouvé, en plus ou moins grande quantité dans les gels [BER 86]. On peut, par contre, penser que les gels fraîchement formés, même s’ils sont déjà calciques, s’enrichissent par la suite en calcium au contact de la pâte de ciment. Ils peuvent dans certains cas atteindre des rapports Ca/Si du même ordre que ceux des C-S-H. C’est ce qui apparaît dans la figure 11.19, tirée des travaux de [THO 00]. Elle montre, d’une part, que les gels formés dans les fissures des granulats renferment moins de calcium que ceux localisés dans la pâte et, d’autre part, l’enrichissement en calcium, allant de pair avec l’appauvrissement en alcalin, dans les bétons âgés. K/Si 0,3

0,2

Gels dans les granulats âge (7 ans) Gels dans la pâte de ciment (7 ans)

Gels dans le béton (55 ans)

0,1

0

C–S–H

1

Ca/Si

2

Figure 11.19 : variations de la composition des gels de béton en fonction de l’âge et de leur situation, d’après [THO 00]. Toutefois, concernant l’enrichissement des gels en calcium avec le vieillissement, il n’y a pas unanimité des chercheurs. Freyburg et Berninger [FRE 04] ayant analysé 110 gels prélevés dans des ouvrages âgés de 6 à 60 ans, concluent que leurs compositions sont dans une même fourchette et que les plus riches en calcium ne sont pas toujours liés aux bétons les plus anciens.

2.4.2. Origine du gonflement accompagnant la réaction alcali-silice On explique l’expansion du béton atteint d’alcali réaction, ainsi que les désordres associés, par la formation d’un gel qualifié de « gonflant ». Actuellement, plusieurs théories tentent d’expliquer l’origine de ce caractère gonflant. Nous allons exposer succinctement les plus populaires, en reprenant largement les termes de l’analyse faite en [19].

2.4.2.1. Théorie de la pression osmotique Initialement proposée par Dent-Glasser et Kataoka [DEN 81], puis par d’autres auteurs dont Diamond [DIA 89]. La pâte de ciment joue le rôle de membrane semi-perméable entre le gel et la solution interstitielle. Il apparaît ainsi une pression osmotique créant un mouvement d’eau vers le gel.

524


2.4.2.2. Théorie de la dissipation du gel D’après Jones [JON 88], il se forme tout d’abord un gel qui, selon ses propres caractéristiques et celles du béton, pourra migrer ou non dans la porosité de la pâte durcie. Ce n’est que si sa vitesse de migration est inférieure à sa vitesse de formation qu’il provoquera le gonflement effectif du béton.

2.4.2.3. Théorie de la double couche électrique Pour Prezzi et al. [PRE 97] qui ont proposé cette explication, c’est l’existence d’une double couche électrique autour des particules de gel, colloïdales, qui expliquerait l’apparition de forces de répulsion et, ainsi, l’accroissement de volume du gel.

2.4.2.4. Approche thermodynamique D’après Dron [DRO 97], deux domaines à potentiels chimiques différents sont à considérer dans un béton siège d’une réaction alcali-silice : le granulat entouré par une solution saturée en silice et la pâte de ciment contenant de la portlandite. La rupture d’équilibre entre ces deux phases se fait avec une variation d’énergie libre et se traduit par la coagulation d’un gel et la dissolution de la portlandite.

2.4.2.5. Théorie du gonflement des corps poreux Couty [COU 99] applique aux gels, les théories de gonflement des solides à grande surface spécifique qui, lorsqu’ils sont mis au contact de vapeur ou de liquide, augmentent de volume ; ce gonflement est produit par diminution de l’énergie libre de surface. Cette théorie expliquerait également la fissuration des granulats.

2.4.2.6. Une approche particulière : l’expansion des granulats L’approche due à Bulteel [BUL 00] est particulière car elle ne prétend pas s’appliquer à tous les granulats et, surtout, elle expliquerait ou voudrait expliquer, au moins en partie, le gonflement d’un béton sans faire appel au gel. En travaillant sur un silex, l’auteur a établi que lors d’une réaction alcali-silice le réseau siliceux est désorganisé ce qui entraîne immanquablement un accroissement du volume spécifique du solide. Le phénomène est amplifié par la saturation de la solution interstitielle en silice et par les ions Ca++ qui freinent la diffusion des silicium hors du grain.

2.4.2.7. Vers une unification de ces théories En définitive, dans l’état actuel (2007) de nos connaissances, il semble que les conclusions formulées par Couty [COU 99] soient encore d’actualité. Il est raisonnable de penser qu’un mécanisme unique ne peut pas rendre compte des phé-

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nomènes observés1. C’est ainsi que Hornain a proposé le schéma suivant [HOR 99] : – diffusion des ions OH-, Na+ et K+ dans le réseau siliceux du granulat ; – pseudomorphose du granulat par un gel très visqueux, poreux ; – gonflement de cette région suivant un mécanisme de gonflement de corps poreux et début de microfissuration ; – dissolution de la silice et formation d’un sol silico-alcalin ; – gélification de ce sol au contact des ions Ca++ apportés par la portlandite : – dissipation du gel visqueux dans la pâte de ciment et propagation de microfissures sous l’action des poussées engendrées par ce gel.

2.5. Explication des mécanismes de protection des fines minérales Cette section va tenter d’expliquer les causes du rôle protecteur que ces fines minérales manifestent généralement vis-à-vis des désordres liés aux réactions alcalisilice. Comme on l’a noté en 2.3.3, ces fines peuvent être soit des additions minérales normalisées, soit des fines, d’origine naturelle ou artificielle, toutes ayant des propriétés pouzzolaniques. Nous rappelons enfin que, dans certains cas, les fines introduites dans le béton peuvent avoir été obtenues par broyage des granulats réactifs (sable ou gravier) introduits dans ledit béton. Les différents mécanismes proposés pour expliquer le rôle préventif des fines sont presque tous les conséquences d’une observation faite depuis longtemps : l’activité préventive est concomitante d’une activité pouzzolanique. Taylor [21] écrit même que « la chimie des réactions alcali-silice est essentiellement celle de la réaction pouzzolanique, la différence des effets observables dans les bétons provenant essentiellement des différences de taille des matériaux siliceux ». Dans les publications récentes soulignant le parallélisme des deux réactions, on citera l’article de Yamamoto et Kanaz [YAM 00] qui rapporte que des expériences menées sur 23 cendres volantes différentes ont établi une proportionnalité entre, d’une part, la réduction du gonflement d’alcali-réaction et, d’autre part, l’activité pouzzolanique quantifiée aussi bien en termes chimiques (consommation de chaux) qu’en termes de performances mécaniques (indice d’activité sur mortier).

1. Le lecteur pourra prendre connaissance en annexe 1 d’un autre schéma synthétique, proposé par Hou, Struble et Kirkpatrick.

526


C’est parce qu’elles sont des pouzzolanes que les fines minérales introduites dans un béton modifient : – la teneur en portlandite, – le rapport Ca/Si des C-S-H, ce qui accroît la fixation d’alcalins ; – la microstructure de la pâte durcie qui devient plus compacte, avec une double conséquence sur sa perméabilité et sur ses performances mécaniques [MAS 98]. En outre, ces fines minérales, lorsqu’elles ont employées en remplacement partiel du ciment, peuvent causer un effet de dilution des alcalins.

2.5.1. Réduction du taux de portlandite Plusieurs auteurs considèrent que la consommation de portlandite, critère essentiel d’activité pouzzolanique, joue un rôle majeur dans la réduction (ou la suppression) du gonflement [CHA 83a, CHA 83b, BLE 98]. Deux approches sont proposées : a) la consommation de portlandite abaisse le pH ce qui rendrait la solution interstitielle moins agressive pour les granulats siliceux. Des objections ont été faites, qui soulignent le fait que le pH n’est que peu dépendant de la concentration en portlandite ; b) pour Chatterji, la consommation de portlandite aurait pour effet non pas d’abaisser la quantité de gel formé mais de le rendre moins gonflant. Mais, là aussi, des auteurs contestent cette explication, notamment Duchesne et Bérubé [DUC 94] pour qui la réduction de l’expansion n’est pas liée à la teneur en portlandite mais à la réduction de la concentration en alcalins dans la solution interstitielle.

2.5.2. Piégeage des alcalins L’introduction des pouzzolanes, et aussi du laitier granulé, dans la formulation d’une pâte de ciment Portland abaisse le rapport Ca/Si des C-S-H : alors qu’on a mesuré pour ce rapport des valeurs comprises entre 1,5 et 2, on a obtenu des valeurs ≈ 1 dans des pâtes âgées de 4 ans où 40 % du ciment Portland était remplacé par de la cendre volante [UCH 86]. De nombreuses publications ont confirmé ces résultats aussi bien pour des cendres volantes, des fumées de silice, des pouzzolanes que des fines obtenues par broyage de granulats alcali-réactifs [LAR 90, GLA 92, DUC 94, MOI 05]. Cet abaissement du rapport Ca/Si dans ces C-S-H, que l’on peut qualifier de pouzzolaniques, entraîne un accroissement important de la quantité d’alcalins que ces hydrates peuvent fixer dans leur réseau. Ceci a été parfaitement démontré par Bhatty et Greening [BHA 87] qui ont étudié la composition des pâtes de ciment, gâchées avec un ciment riche en alcalins, renfermant en proportions variables (10 à 37 % de substitution) des additions d’opa-

527


le, de schiste calciné et de centres volantes, puis conservées pendant 14 ans à 23 °C et 100 % H.R. La figure 11. 20 adaptée de leur publication montre que : – les trois additions ont manifesté des propriétés pouzzolaniques (consommation de Ca(OH2)) ; – les C-S-H ont des rapports Ca/Si, largement inférieurs à celui du C-S-H résultant de l’hydratation du ciment seul ; – ces C-S-H ont fixé des quantités d’alcalins très supérieures à celles qu’a retenues le C-S-H produit par le ciment seul. 100

ciment LTS 14

Alcalins fixés par C–S–H (% des alcalins totaux)

gCa(OH)2/100 g de pâte calcinée

30

schiste

20

opale 10 cendre volante

0

0

10

20

30

40

Remplacement du ciment par la pouzzolane (%)

(a)

ciment opale schiste cendre volante

80

60

40

20

0

1,0

1,1

1,2

1,3

1,4

1,5

1,6

Rapport molaire Ca/Si dans les différents C–S–H

(b)

Figure 11.20 : influence d’additions minérales sur la composition de pâtes de ciment, après 14 ans d’hydratation, d’après [BHA 87]. Ces pâtes ont été fabriquées avec un ciment à 0,92 % de Na2Oéq., avec des remplacements partiels d’opale, de schiste calciné et de cendres volantes. Après 14 ans de conservation à 23 °C et 100 % HR, elles ont été analysées. La figure (a) montre qu’elles ont fixé d’importantes quantités de portlandite par réaction pouzzolanique. La figue (b) indique, d’une part, l’abaissement du rapport Ca/Si dans les C-S-H pouzzolaniques, d’autre part, l’augmentation des alcalis fixés dans leur réseau.

Hong et Glasser [HON 99] ont confirmé ces résultats en opérant sur des C-S-H de synthèse qu’ils ont placés dans des solutions alcalines de concentrations comprises entre 0,1 et 300 mM, sur des durées de 1 jour à 1 an. Ils ont défini un coefficient de partage RD = (alcalins fixés dans le C-S-H)/(alcalins restant en solution) et montré que RD est multiplié par 4 lorsque Ca/Si passe de 1,8 à 1,2 et par 10 lorsque Ca/Si atteint la valeur de 0,85. On peut donc retenir de ce qui vient d’être dit que les additions minérales forment des C-S-H « pouzzolaniques » : ces derniers extraient des quantités accrues d’alcalins de la solution interstitielle, abaissent donc son alcalinité et réduisent ainsi son agressivité vis-à-vis des granulats réactifs.

528


2.5.3. Densification de la pâte durcie Les additions minérales augmentent la quantité de C-S-H, notamment en fabriquant des C-S-H pouzzolaniques : ces derniers, d’après de nombreux auteurs, auraient une porosité plus fine ce qui, au fur et à mesure que la pâte vieillit, tendrait à la densifier. Deux conséquences en découleraient pour cette dernière : réduction de la perméabilité, accroissement des résistances mécaniques.

2.5.3.1. Réduction des coefficients de diffusion et de perméabilité Bien que les résultats de la littérature ne correspondent pas entièrement sur ce point, on observe une diminution des coefficients de diffusion et de perméabilité des pâtes de ciment consécutivement à l’addition de fines minérales pouzzolaniques. En conséquence, il y aurait une réduction de la mobilité ionique, qui freinerait la migration des alcalins vers les granulats réactifs [UCH 86, TUR 86, MON 97].

2.5.3.2. Accroissement des caractéristiques mécaniques La réaction pouzzolanique due aux additions minérales introduites dans un béton, entraîne un renforcement de la pâte. Cette dernière, en raison de sa rigidité augmentée, réduirait donc les déformations par fluage imposées par la réaction alcalisilice.

2.5.4. Dilution des alcalins Selon certains auteurs, les additions minérales agiraient comme des diluants parce qu’elles libèrent plus difficilement leurs alcalins que le ciment : la solution interstitielle, d’alcalinité réduite, est alors moins agressive. Mais cette explication ne s’applique qu’aux cas où l’addition minérale est utilisée en substitution partielle au ciment et où sa teneur en alcalins mobilisables est inférieure à celle du ciment. C’est pourquoi, il a été signalé des situations où ces additions minérales, par exemple de cendres volantes contenant jusqu’à 8,5 % d’alcalins [DUC 94], accroissaient l’expansion au lieu de la réduire. Signalons toutefois que plusieurs auteurs, notamment Moisson [MOI 05], ont confirmé que des fines obtenue par broyage de verres dont la teneur en alcalins, supérieure à 10 % excédait très largement celle du ciment, conduisaient cependant à une réduction de l’expansion. Ceci montre bien la difficulté d’expliquer le rôle du paramètre « dilution des alcalins », lorsqu’on l’isole de l’ensemble du contexte chimique, en particulier de la notion de pessimum (voir § 2.4.1).

529


2.5.5. Comportement in situ Si la quasi-totalité des expérimentations en laboratoire confirme le rôle protecteur des additions minérales, des réserves ont été émises par plusieurs auteurs [OBE 89, BER 92c, FOU 00] quant à la réalité de la protection effective des ouvrages en site réel : il existe, en particulier, la crainte que les tests accélérés ne soient pas poursuivis assez longtemps pour détecter des expansions susceptibles de démarrer très tardivement in situ. Des travaux récents [BOK 04], menés sur des prismes de béton, certains traité à 40 °C et 100 % HR et d’autres conservés in situ, ont montré des discordances de comportement entre les deux populations. Il est apparu que des dosages en additions minérales (fumée de silice, métakaolin, cendre volante), relativement faibles, étaient efficaces en essais accélérés et ne l’étaient pas in situ: pour assurer une protection effective ils devaient être fortement accrus. C’est ce que montre le schéma suivant.

Expansion

2 1 a1

0

a2

Addition minérale (%)

Efficacité d’une même addition minérale comme réducteur de l’expansion d’un béton atteint d’alcaliréaction. Courbe 1 : lorsqu’il est conservé à 40 °C et 100 % HR. Courbe 2 : lorsqu’il est conservé in situ. Pour obtenir la même réduction de l’expansion le béton conservé in situ exige un dosage en addition minérale (a2) beaucoup plus important – quasiment le double – que le béton testé à 40 °C et 100 % HR (a1). (Schéma pédagogique avec des unités arbitraires)

2.5.6. Cas des laitiers granulés moulus Alors que le nombre de publications rapportant les effets des laitiers de haut-fourneau sur l’expansion des bétons est élevé, on en trouve très peu qui élucident les mécanismes d’action de ces matériaux. D’après Bakker [BAK 81], ceux-ci seraient surtout d’ordre physique et résulteraient de la densification des pâtes de ciment consécutive à l’addition de laitier. La première conséquence d’accrois-

530


sement de la compacité est une diminution considérable des coefficients de diffusion de Na+ et K+ (divisés par 10) qui va réduire d’autant la vitesse de formation du gel ; la deuxième conséquence est une importante réduction du coefficient de perméabilité qui va dans le sens de freiner l’arrivée d’eau, ce qui constitue un facteur supplémentaire de gêne par rapport à la formation du gel. Les résultats ultérieurs de Uchikawa et al. [UCH 86] étayent ces conclusions. Ils établissent que des pâtes gâchées à partir d’un mélange à 50 % de ciment Portland et 50 % de laitier granulé ont des coefficients de diffusion de Na+ largement inférieurs à ceux des pâtes de ciment ayant subi la même cure : l’écart s’accroît avec l’âge et, à 91 jours, le coefficient du laitier est 7 fois plus petit que celui du ciment Portland. Ces résultats, obtenus à 20 °C, se répètent identiquement avec les bétons.

2.6. Simulations numériques : modélisation, prédiction Depuis les années 1985-1990 sont apparues des modélisations d’alcali-réaction. Un modèle qui se voudrait d’emploi universel devrait, à la fois, décrire la cinétique de formation et d’expansion du gel, puis déterminer la réponse du béton à cette expansion. En pratique un tel modèle n’existe pas encore, essentiellement pour une raison, comme cela a été vu aux paragraphes 2.4 et 2.5, le mécanisme expliquant l’apparition des désordres à partir de la réaction chimique entre silice réactive et alcalins n’est pas unique, mais doit être considéré comme étant la résultante de composantes de natures variées. Or, il n’y a pas encore eu d’accord sur l’importance à donner à chacune de ces composantes et à leur interaction. Il existe donc des modèles, nombreux, différents : – par l’échelle à laquelle ils décrivent le matériau : microscopique, mésoscopique ou macroscopique ; – par l’objet auquel ils s’adressent : le matériau ou la structure ; – par leur caractère déterministe ou probabiliste ; – par leur vocation explicative exclusive ou bien explicative et prédictive. Concernant l’échelle d’étude des modèles « matériau », quelques précisions sont à donner. À l’échelle microscopique, le matériau béton est caractérisé par un élément microstructural de base qui lui est propre (matrice solide, porosité, solution interstitielle) et dont on détermine la réponse à l’action d’un gel gonflant. À l’échelle mésoscopique, on s’appuie sur des résultats d’expériences menées sur des éprouvettes de laboratoire, donc à un ordre de dimension décimétrique, pour rendre compte des relations entre formation du gel et expansion des échantillons. Dans la modélisation macroscopique, l’objectif est de réaliser un calcul des effets du gonflement dans une structure en partant d’une expérimentation sur éprouvettes de laboratoire.

531


2.6.1. Exemple de modèles « matériau » Le modèle de Furusawa [FUR 94] est basé sur l’hypothèse d’un mécanisme topochimique, où la diffusion des ions Na+, K+ et OH- à l’intérieur des granulats est le facteur déterminant de la réaction alcali-granulats et où l’on suppose que le granulat est entouré d’une zone poreuse qui doit d’abord être remplie par le gel avant que l’expansion ne soit mesurable. Il tient compte de la nature du granulat et de la température. Ce modèle a été amélioré par Xi et al. [XI 99] qui ont suivi une démarche voisine, mais où l’on considère que le volume final du gel formé est supérieur au volume de la couche externe du granulat qui a réagi.

2.6.2. Modèles « structure » On peut les classer en deux catégories correspondant à des approches très différentes de la modélisation de l’ouvrage : – modélisation par analogie thermique : on mène les calculs en imposant à l’ouvrage une charge thermique, fictive, Δθ, telle qu’elle introduise une expansion thermique εth égale à celle produite par l’alcali-réaction εr ; – modélisations plus récentes : elles étendent aux structures la notion de pression intra-poreuse d’abord appliquée à des modèles « matériau », notion issue de la mécanique des milieux poreux.

2.6.2.1. Modélisations par analogie thermique Les modèles de ce type sont apparus en premier et leurs limites se sont manifestées assez rapidement : elles sont dues essentiellement au fait que le béton y est traité comme un milieu continu, homogène, et qui subit donc un gonflement nécessairement isotrope, ce que dément l’observation des ouvrages. Roelfstra [ROE 85] a probablement été un des premiers à appliquer une méthode de calculs par éléments finis à deux barrages touchés par l’alcali-réaction. Par la suite, d’autres ingénieurs, par exemple de Beauchamp et Goguel [BEA 92] ont également utilisé l’analogie thermique dans leurs calculs de comportement de barrage. Le modèle de Léger et al. [LEG 95] est plus sophistiqué que les précédents, car il essaie de relier le gonflement de l’ouvrage, εr, non plus à un seul paramètre mais à quatre caractéristiques supposées représenter les conditions de fonctionnement. L’expression donnant εr est de la forme : εr = f(C, T, M, R) dans laquelle C un facteur lié à la contrainte imposée ; T un facteur de température ;

532


M un facteur dépendant de l’humidité ; R un facteur de réactivité des granulats. Ces paramètres ont été calculés à partir des mesures sur les ouvrages. Ce modèle ne tient pas compte de la cinétique de la réaction, paramètre qui a été intégré dans leur modèle par Huang et Pietruszczan [HUA 99].

2.6.2.2. Modélisations récentes Ces modèles d’abord appliqués à l’échelle « matériau » ont été étendus aux structures : ils généralisent la notion de « pression intraporeuse » issue de la mécanique des milieux poreux, développés par Coussy [COU 95]. Le béton atteint d’alcali-réaction est considéré comme une matrice poreuse, déformable, dans laquelle se produit une réaction topochimique qui aboutit à la formation d’un gel gonflant. Dans les premières modélisations apparues, on peut noter celle de Larive, relative aux aspects cinétiques chimiques et mécaniques de la réaction. Un de ses résultats, à retenir par sa simplicité, est que l’avancement de la réaction chimique est directement proportionnel à la déformation de l’échantillon. À partir de cette constatation, Larive [LAR 98] en dépouillant les résultats expérimentaux d’un grand nombre d’éprouvettes discerne deux périodes caractéristiques1 et montre qu’on ajuste la plupart des courbes de gonflement libre à une courbe d’équation : 1 – exp ( – t ⁄ τ c ) ∞ ε t = ε ------------------------------------------------------1 + exp ( τ L ⁄ τ c – t ⁄ τ c ) où : ε∞ = expansion finale ; τL = temps de latence ; τc = temps caractéristique ; εt = expansion au temps t (figure 11.21).

1. On doit noter que toutes les courbes d’expansion en fonction du temps, surtout lorsqu’il s’agit de mesures in situ, ne présentent pas nécessairement cette forme en S : d’après Wood [WOO 04] « la plupart des structures du Royaume-Uni atteintes par l’alcali-réaction montrent des élargissements de fissures qui se font progressivement, d’une façon linéaire, après 30 à 75 ans. Le ralentissement de la courbe en S trouvé en laboratoire n’est pas visible in situ au Royaume-Uni ».

533


B

Expansion

H

A

0

WL

2Wc

Temps

Figure 11.21 : modélisation d’une courbe de gonflement libre, d’après [LAR 98]. Une courbe est caractérisée par les paramètres suivants : ε∞ = expansion maximale ; τL = temps de latence qui correspond à la phase d’initiation puis d’accélération du phénomène ; 2τc = temps caractéristique qui indique la décélération de l’expansion, en A. On a pu remarquer à de nombreuses reprises dans la littérature que la partie finale de la courbe d’expansion est un pseudo- plateau, c’est-à-dire une droite à pente très faible, mais non nulle [CAR 02].

Un autre résultat des travaux de Larive est la mise en évidence du caractère anisotrope du gonflement libre dû à l’alcali-réaction : le rapport (gonflement longitudinal)/(gonflement transversal) avoisine 2 dans les expériences rapportées. Par la suite, l’évolution des modélisations a obéi à deux impératifs : 1) tenir compte du caractère anisotrope de l’endommagement ; 2) s’approcher au mieux du comportement rhéologique du béton sous charge : ce matériau a été successivement assimilé à un corps élastique, puis élastoplastique, élastoplastique avec endommagement et, enfin, viscoélasto-plastique avec endommagement [LAR 96, SEL 97, CAP 03, LIK 04]. En outre, certains modèles ont pris en compte le fait que toutes les grandeurs caractéristiques du matériau évolutif ne sont pas déterministes mais doivent relever d’une approche probabiliste [SEL 06]. À la date de la rédaction de ce chapitre, la littérature montre que plusieurs modélisations rendent compte du caractère complexe des interactions entre l’alcaliréaction, l’anisotropie des endommagements et le fluage du béton. À l’échelle des temps, la pression engendrée par le gel se développe en une ou plusieurs décennies ; le béton manifeste dans son comportement rhéologique une composante visqueuse importante, surtout lorsqu’il est très humide comme c’est le cas des structures atteintes par l’alcali-réaction. Il en résulte que sur ces longues périodes les gonflements provoqués par l’alcali-réaction et les déformations de fluage sont intimement liés : le béton étant endommagé par la réaction voit sa vitesse de fluage augmenter. Les déformations de l’ouvrage peuvent alors se poursuivre sous l’action concomitante des deux phénomènes.

534


La modélisation décrite par Grimal et al. [GRI 05] intègre ces données et a permis de retrouver les fortes anisotropies, rapportées par plusieurs chercheurs, dont Multon et al. [MUL 05] dans des expériences de chargement en laboratoire sur cylindres ou sur poutres armées.

2.6.3. Validation des modèles Il est évidemment nécessaire de s’assurer de la pertinence du modèle à décrire un cas d’endommagement donné. Pour ce faire, chaque modélisation a utilisé une méthodologie qui lui est propre. On peut, toutefois retrouver des points communs dans les procédures de validation : – la calibration du modèle se fait à partir de courbes de gonflement obtenues en laboratoire en utilisant les paramètres caractéristiques ; – la validation s’effectue le plus souvent en deux étapes : – par comparaison de la courbe prédite et de celle qui est obtenue expérimentalement, soit par un test de gonflement (par exemple un essai de performance béton NF P18-454) soit par un essai de mesure de gonflement résiduel de carottes prélevées dans un ouvrage, – par comparaison avec les mesures in situ. On essaie de reconstituer l’histoire hydrique, thermique, mécanique de la structure puis on effectue une analyse inverse qui conduit aux valeurs les plus satisfaisantes des paramètres caractéristiques.

2.7. Ouvrage en service atteint par l’alcali-réaction Dans ce cas se pose le problème de bien évaluer le niveau de risque qu’il y a à garder en service une structure atteinte par l’alcali-réaction. Même si l’affirmation de la première édition de ce livre (§ 3.3.4) « aucun ouvrage ou partie d’ouvrage ne s’est effondré jusqu’à maintenant (en 1991) par suite du seul phénomène de d’alcali-réaction » est toujours vraie, il ne faut pas sous-estimer l’importance du problème. En effet, au moins une dizaine de ponts et passerelles ont été démolis en France [24], toutefois, Godart [GOD 93] fait remarquer que les structures abattues présentaient d’autres défauts majeurs. Par ailleurs, même s’ils ne sont pas gravement atteints, la même source [24] indique que 400 ouvrages environ sont concernés par l’alcali-réaction, alors que, de son côté, Électricité de France dénombre dans son parc de barrages en béton environ 30 % de barrage atteints. Dès lors qu’on a constaté qu’un ouvrage est atteint par l’alcali-réaction, se pose la question de déterminer le niveau de risque qu’il y a à garder la structure telle quelle en service. La réponse à cette question demande que : – l’on évalue précisément l’état d’endommagement actuel ;

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– l’on détermine le surcroît d’endommagement que l’on peut craindre et sa vitesse d’apparition ; – l’on détermine par le calcul la chute de capacité portante afin de savoir si la sécurité des usagers sera toujours assurée ; – l’on détermine la conduite à tenir : simple suivi, réparation ou démolition. Depuis la première édition de ce livre, des stratégies de gestion des ouvrages atteints ont été définies : nous rappelons, en annexe, la stratégie ISE [DOR 89] et citons la démarche du ministre hollandais des Transports [BAK 04]. De son côté, le LCPC a édité un Guide technique pour la gestion des ouvrages atteints de réactions de gonflement interne [24] qui a largement inspiré les paragraphes 2.7.1 et 2.7.2 : le logigramme décisionnel qui indique la marche à suivre est également reproduit en annexe.

2.7.1. Évaluation des dégâts actuels Plusieurs techniques peuvent être mises en œuvre : in situ tout d’abord, puis en laboratoire sur des carottes prélevées dans l’ouvrage.

2.7.1.1. Suivi des déformations de l’ouvrage Après avoir équipé l’ouvrage de bases de mesure, on suivra les déformations dans le temps : la vitesse de déformation sera un paramètre nécessaire à la prévision du comportement futur. Il est intéressant, à titre de référence, de faire également des mesures dans les zones plus saines. Ces mesures se pratiquent avec des techniques appropriées aux distances : distancemétrie par fil invar (1-20 m), distancemétrie infrarouge (3-100 m), extensomètre et pied à coulisse de grande capacité (01,5 m). La précision de mesure relative, rapportée à la base de mesure maxi pour chaque instrument se situe entre 10–6 et 2.10–5.

2.7.1.2. Évaluation de la fissuration in situ L’indice de fissuration (IF) ou cracking index, défini en [24], « consiste à relever à l’aide d’un fissuromètre ou d’une loupe, et de façon exhaustive, toutes les fissures interceptant un repère constitué de 4 axes tracés dans une zone de un mètre carré sur la partie de parement à étudier… il est conseillé de mesurer la largeur des fissures avec une précision de 0,05 mm… loupe de grossissement × 10 ».

A

D

1m

C

B 1m

L’indice de fissuration, IF, est la somme des ouvertures des fissures interceptées par les axes, rapportée à l’unité de longueur. Si la fissuration est orientée, on prend la valeur obtenue sur l’axe perpendiculaire aux fissures.

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2.7.1.3. Mesures en laboratoire D’une part, on dispose de toute une gamme d’essais, habituels dans les laboratoires de matériaux, pour évaluer les performances mécaniques actuelles de carottes prélevées dans la structure. On peut également, par microscopie, quantifier le réseau de fissuration à fine échelle et préciser l’existence de produits réactionnels caractéristiques (toutes les formes de gel). Leur détection peut être facilitée par une pulvérisation préalable d’acétate d’uranyle : les gels rendus fluorescents sont bien visibles en lumière ultraviolette. S’il existe une réticence à l’emploi de sels d’uranium, on peut utiliser d’autres colorants [GUT 97]. D’autre part, il existe des tests spécifiques, dont la mise en œuvre se veut rapide et aboutit à un calcul de coefficients caractérisant l’état de dégradation : trois d’entre eux sont décrits ci-après. Crack/index method [LIN 04], pratiqué sur une section plane, polie, de carotte. Après imprégnation par une solution fluorescente on dénombre les fissures pour préciser les trois critères suivants : (a) pourcentage de granulats > 4 mm fissurés; (b) pourcentage de granulats dont les fissures continuent dans la pâte ; (c) nombre de fissures dans la pâte, rapporté à une section de 100 cm2. Damage Rating Index [GRA 95]. Cet indice est déterminé à partir du comptage du nombre de défauts observés sur une surface plane, polie, de carotte, à un grossissement × 16. On doit examiner un nombre de plages d’environ 1,5 × 1,5 cm, tel que l’aire totale étudiée ≥ 180 cm². Le tableau 11.2 montre le calcul du damage index, DI, rapporté à 100 cm². Tableau 11.2 : mode de calcul du « damage index », DI, d’après [GRA 95]. Défaut observé Gros granulats avec fissures Gros granulats avec fissures et gel Gros granulats déchaussés Auréoles de réaction autour des granulats Pâte de ciment fissurée Pâte de ciment avec fissures remplies de gel Pores remplis de gel

Coefficient 0,25 2 3 0,5 2 4 0,5

Stiffness Damage Test [CHR 93]. Une carotte est soumise à 5 cycles de chargement/déchargement entre 0 et 5,5 MPa. Les deux paramètres représentatifs du degré d’endommagement sont (a) le module d’élasticité correspondant au premier chargement, (b) l’énergie dissipée durant les quatre derniers cycles (on peut revoir la figure 11.3).

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2.7.2. Pronostic de l’évolution Les causes de la pathologie ayant été identifiées et l’état de dégradation évalué, il reste à établir un pronostic sur l’évolution de la réaction et sur les conséquences qui en découleront, concernant l’état structurel de l’ouvrage. Tout d’abord, on s’appuie sur les résultats des mesures de la fissuration et de la déformation globale de l’ouvrage, complétées par des indications de la température et de l’humidité interne. Ensuite, des carottes prélevées dans des zones caractéristiques sont soumises, en laboratoire, à un essai de gonflement accéléré. Ce test indiquera s’il existe encore une capacité de gonflement résiduel à redouter pour l’avenir. En possession de ces renseignements, on peut alors se référer à un guide technique, comme celui de l’ISE [DOR 89] qui, compte tenu du niveau d’expansion prévisible, de l’environnement, de la qualité de l’ouvrage et de sa fonction, définit la conduite à tenir. Une autre stratégie, plus sécuritaire, est envisageable : elle se base sur une modélisation du phénomène d’expansion dû à l’alcali-réaction qui permet de recalculer la résistance de l’ouvrage dans son état actuel de dégradation et, surtout, à son étape ultime d’évolution. Selon la modélisation retenue, la séquence des opérations est variable. On peut prendre, à titre d’exemple, la démarche proposée par le guide technique LCPC [24] : a) modélisation de l’évolution de l’expansion du béton avec le temps suivant une courbe en S, telle que proposée par Larive [LAR 98] ; b) calibrage de ce modèle pour le béton structurel à partir des mesures de suivi de l’ouvrage ; c) ce modèle calibré permet de calculer la résistance mécanique des éléments de structure compte tenu de l’état d’avancement de l’alcali-réaction : à un instant donné ce dernier varie d’une partie à l’autre et, en outre, une évolution se produira avec le temps. Les résultats de ce pronostic dicteront ainsi au gestionnaire la conduite à tenir (voir le logigramme placé en annexe 4).

2.7.3. Traitements de protection et de réparation Il n’existe pas, à l’heure actuelle, de traitement qui assure la réparation définitive d’un ouvrage atteint d’alcali-réaction : les procédés existants ne font que prolonger la durée de vie du service. Ces traitements interviennent à deux niveaux: chimique et mécanique.

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Au niveau chimique, partant du principe que le déroulement de l’alcali-réaction exige simultanément {eau + alcalins + silice soluble}, on peut soit assécher le béton soit inhiber la réaction alcali-silice. Au plan mécanique, on contrecarre l’effet des contraintes résultant de l’expansion: on opère alors soit par libération de ces contraintes soit en s’y opposant par des renforcements variés.

2.7.3.1. Assèchement du béton On dispose de plusieurs techniques pour réduire les venues d’eau dans le béton. • Injection des fissures Par injection d’un produit scellant, on peut obturer les fissures et réduire ainsi la pénétration, à condition que ce produit soit suffisamment souple pour suivre l’élargissement de la fissure avec le temps : on emploie souvent des résines époxydiques. Ce genre de traitement n’a qu’une efficacité très réduite car il n’empêche pas l’eau de pénétrer par les espaces interfissuraux et il ne freine pas le développement de la fissuration superficielle. • Application de revêtements superficiels Lorsqu’il s’agit d’une simple application de peinture, donc de faible épaisseur (< 300 ou 400 µm), le film n’est pas totalement imperméable à l’eau et il est perméable à la vapeur d’eau : le résultat est donc médiocre. Par contre, l’application d’un revêtement plus épais (quelques millimètres), généralement sous la forme d’une membrane en matière plastique, est une pratique qui réduit considérablement la pénétration de l’eau dans le béton. L’efficacité du film protecteur est évidemment abaissée lorsqu’il est déchiré, situation à envisager au cours de son vieillissement. Cette technique a été fréquemment mise en œuvre et a montré son aptitude à prolonger la durée de service des ouvrages. • Imprégnation par des agents hydrophobes Plusieurs expérimentations en laboratoire et des retours de mesures in situ montreraient qu’on peut fortement diminuer l’humidité relative dans un béton et ralentir le gonflement consécutif à l’alcali-réaction par imprégnation au moyen d’une solution hydrophobe : produits essentiellement à base de silanes [JEN 04].

2.7.3.2. Imprégnation par des agents chimiques inhibiteurs Nous avons vu précédemment (§ 2.3.3.2) que des sels de lithium pouvaient contrer les effets de l’alcali-réaction : LiNO3 est le plus sûr d’emploi. Néanmoins, comme la pénétration du lithium dans le béton est faible (au mieux 5 cm), ce genre de traitement présente essentiellement un intérêt pour des ouvrages tels que des bétons de revêtement routier.

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Dès lors que le degré de fissuration du béton est le facteur essentiel qui commande la profondeur de pénétration du lithium, il se pose la question suivante : à quel moment faut-il traiter un ouvrage dont la fissuration progresse avec le temps? trop tôt

bon moment

1

trop tard

2

Âge

Figure 11.22 : schématisation des évolutions comparées de la dégradation (2) et de la résistance à la pénétration de lithium (1), d’après [THO 04]. Si le traitement est appliqué trop tôt, il est inefficace car non pénétrant : trop tard implique que les dégâts sont irréversibles donc incurables.

Thomas et Stokes résument la situation sur la figure 11.22 et suggèrent que l’optimum correspond à une expansion de l’ordre de 1.10–3.

2.7.3.3. Relâchement des contraintes Un traitement propre aux barrages, consiste à relâcher les contraintes en réalisant des saignées par sciage. Il a été appliqué, notamment, aux barrages de Beauharnois et Mactaquac (au Canada), du Chambon (en France) : dans ce dernier cas, trois campagnes de sciage (1995-1997) ont permis de réduire une contrainte de compression parasite, évaluée à 5 MPa, en diminuant l’effet « voûte » exercé sur les appuis et en redonnant à cet ouvrage son fonctionnement de barrage-poids [DEL 00].

2.7.3.4. Renforcement par des armatures Une structure endommagée par l’alcali-réaction peut être renforcée par la pose d’armatures actives ou passives. Ces armatures constituent un réseau soit unidirectionnel, soit bi ou tridirectionnel suivant l’effet recherché : une armature agit en effet de façon anisotrope et ne s’oppose qu’au gonflement suivant sa direction. Cette technique a été employée dans des ouvrages variés : appuis de pont [24], piles du barrage du Temple-sur-Lot [DEL 00], massifs de fondation de pylônes de lignes électriques [DUR 00]. Dans ces derniers cas, les massifs ont été épinglés par des barres d’acier ∅ 25 mm et recouverts par une couche de nouveau béton ; dans les deux ans suivant la réparation la vitesse moyenne d’expansion est passée

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d’une valeur de 0,011 %/an (moyenne de 6 années précédant la réparation) à 0,002 % environ, soit cinq fois moins. D’autres solutions innovantes de remplacement apparaissent : par exemple utilisation de plaques d’acier frettant l’élément endommagé [TOR 04], de feuilles de polymères renforcés de fibres de carbone [WIG 04].

2.8. Ouvrage à construire : démarche préventive Les dispositions prises pour la prévention dans les ouvrages en construction, montrent leur efficacité puisque aucun nouveau cas n’a été signalé en France depuis 1991 [24].

2.8.1. Approche performantielle de la durabilité des bétons et prévention de l’alcali-réaction Dans les premières décennies ayant suivi la découverte de l’alcali-réaction ont été édictées des mesures pour prévenir le phénomène : une des premières prescriptions consistait à réduire le plus possibles le taux d’alcalins et ceci en préconisant l’emploi de ciment low alkali. Par la suite, les recommandations qui sont apparues comportaient un nombre croissant d’exigences dont certaines pouvaient se révéler économiquement irréalistes : par exemple comment concilier une interdiction d’emploi de granulats réactifs dans la fabrication de bétons et le fait qu’on soit dans une région où toutes les roches sont potentiellement réactives ? Actuellement, on assiste à une évolution des démarches mises en œuvre pour la conception et la fabrication de bétons durables : on tend à s’éloigner d’une stratégie où les moyens sont imposés pour tendre vers une approche performantielle qui laisse une grande liberté de choix des formulations, c’est-à-dire des moyens, et qui fixe des critères de performance à atteindre. Ces critères constituent des indicateurs de durabilité du matériau.

Le document récent Conception des bétons pour une durée de vie donnée des ouvrages, [19, p. 26] propose un déroulement d’une telle approche performantielle : 1) définition de la catégorie de l’ouvrage : fonction, durée de vie ; 2) définition des conditions environnementales ; 3) définition des risques de dégradation : par exemple alcali-réaction ; 4) choix des indicateurs de durabilité en fonction de 1, 2 et 3 ; 5) sélection des spécifications relatives à ces indicateurs de durabilité ; 6) formulation des bétons devant satisfaire à ces spécifications ; 7) qualification des formules par des essais en laboratoire ; 8) choix d’un modèle prédictif de durée de vie.

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Cette démarche prévue essentiellement pour la conception de l’ouvrage conduira également, dès lors qu’un modèle prédictif a été calculé, à mieux expertiser l’ouvrage en cas de dégradation, notamment pour prédire l’évolution de son endommagement.

2.8.2. Démarche préventive du LCPC Cette méthodologie proposée par le LCPC en 1994 [18] rentre parfaitement dans le cadre performantiel qui vient d’être évoqué. En effet, elle : 1) définit la catégorie de l’ouvrage ; 2) définit les conditions environnementales ; 3) définit le risque de dégradation : alcali-réaction, et le niveau de prévention, fonction de 1 et 2 ; 4) définit les indicateurs de durabilité (proposés par la normalisation concernée); 5) définit les valeurs de ces indicateurs (proposées par la normalisation) ; 6) propose des critères d’acceptation, performantiels ou non, de formulation. La seule différence avec un cheminement strictement performantiel réside dans l’existence en 6 de critères d’acceptation d’une formule qui ne sont pas tous performantiels.

2.8.2.1. Détermination du niveau de prévention Ce niveau peut concerner soit la totalité, soit seulement une partie de l’ouvrage. Sa détermination exige tout d’abord la définition de la catégorie de l’ouvrage (qui dépend de sa destination). Trois catégories ont été distinguées : – catégorie I. Ouvrages en béton de classe inférieure à B16, éléments non porteurs situés à l’intérieur de bâtiments, éléments aisément remplaçables, ouvrages provisoires, la plupart des produits manufacturés en béton; – catégorie II. La plupart des bâtiments et des ouvrages de génie civil; – catégorie III. Bâtiments réacteurs des centrales nucléaires et réfrigérants, barrages, tunnels, ponts ou viaducs exceptionnels, monuments ou bâtiments de prestige. La prise en compte des conditions d’environnement aboutit à la définition de : classe d’exposition de l’ouvrage. Le classement tient compte des facteurs susceptibles d’initier l’alcali-réaction : l’eau, l’humidité relative, l’apport d’alcalins (tableau 11.3).

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Tableau 11.3 : classes d’exposition des ouvrages en béton en fonction des conditions d’environnement, d’après [18]. Classes

Types d’ouvrage ou de parties d’ouvrage

Classe 1 Environnement sec ou peu humide (hygrométrie inférieure à 80 %)

Intérieurs de bâtiments d’habitations ou de bureaux. Ouvrages protégés contre les sources d’eau, les intempéries et les condensations, par une étanchéité régulièrement entretenue. Dallages sur terre-plein drainé. Pièces d’épaisseur inférieure à 50 cm.

Classe 2 Environnement humide ou en contact avec l’eau

a) gel peu fréquent et peu intense Intérieurs de bâtiments où l’humidité est élevée (laveries, réservoirs, piscines…). Parties extérieures exposées. Parties en contact avec un sol non agressif et/ou de l’eau. b) avec gel Parties extérieures exposées au gel. Parties en contact avec un sol non agressif et/ou de l’eau et exposées au gel. Parties intérieures où l’humidité est élevée et exposées au gel.

Classe 3 Environnement humide avec gel et fondants

Parties intérieures et extérieures exposées au gel et aux fondants salins. a) gel peu fréquent et peu intense Éléments complètement ou partiellement immergés dans l’eau de mer ou éclaboussés par celle-ci. Éléments exposés à un air saturé en sel (zone côtière). b) avec gel Éléments complètement ou partiellement immergés dans l’eau de mer ou éclaboussés par celle-ci et exposés au gel. Éléments exposés à un air saturé en sel et au gel.

Classe 4 Environnement marin

Le niveau de prévention est alors déterminable à partir de ces deux classements. Il figure au tableau 11.4. Tableau 11.4 : détermination du niveau de prévention, d’après [18]. Catégorie d’ouvrage I II III

Classe d’environnement 1

2

3

4

A A C

A B C

A B C

A B C

Le niveau A, correspondant aux risques les plus faibles, ne demande pas de précaution particulière pour contrer l’alcali-réaction : la mise en œuvre du béton doit simplement respecter les règles de l’art pour bétons usuels.

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Le niveau B s’applique à la majorité des bâtiments et ouvrages de génie civil. Si l’on dispose de granulats, dont la non-réactivité a déjà été établie, il suffit, là encore, de respecter les règles de l’art pour bétons usuels. Si ce n’est pas le cas, on dispose de moyens d’action décrits à la section suivante. Le niveau C correspond aux ouvrages exceptionnels pour lesquels on exclut toute prise de risque. Donc emploi de granulats non réactifs : si l’approvisionnement en est particulièrement difficile, un autre type de granulat ne sera utilisable qu’à la condition expresse de vérification expérimentale de l’expansion de la formule de béton proposée.

2.8.2.2. Choix d’une formulation, critères d’acceptation La solution radicale face à l’alcali-réaction consisterait, certes, à utiliser exclusivement des granulats non réactifs. Cependant, elle n’est pas toujours économiquement réalisable ou acceptable s’il faut, par exemple, faire venir de trop loin ces granulats, en raison des coûts de transport. Nul ne saurait également contester l’importance économique et sociale des exploitations de granulats situées à proximité immédiate des centres urbains. On n’a donc souvent pas d’autre choix socio-économique (et ce le sera de plus en plus), que d’utiliser malgré tout des granulats potentiellement réactifs, en prenant des précautions spécifiques.

La première étape consiste donc à savoir si un granulat est, ou non, potentiellement réactif. Pour cela, il faut pratiquer un des essais prévus en 2.8.3. L’emploi d’un granulat potentiellement réactif n’est pas toutefois un obstacle insurmontable dans la formulation d’un béton acceptable. Voici quelques cas de figure favorables : – une étude régionale ou de bassin a démontré la bonne tenue d’ouvrages âgés d’au moins 10 ans et utilisant la formule proposée (la difficulté consiste à prouver que la composition du ciment n’a pas varié entre-temps) ; – le fournisseur de béton peut prouver, sur la base d’études antérieures, l’adéquation de sa formule ; – le critère analytique de la formulation est satisfaisant. La détermination de ce critère demande de calculer, à partir de la composition chimique et du dosage de chacun des constituants du béton, le taux d’alcalins actifs dans le béton. Ce taux doit être inférieur à une valeur limite. Pour le calcul détaillé de ce taux, on se reportera aux recommandations du LCPC [18]. Ceci étant, on dispose d’un auxiliaire de premier ordre pour neutraliser des granulats potentiellement réactifs : les additions minérales. Elles peuvent contribuer à la prévention de l’alcali-réaction, sous certaines conditions (déjà vues en 2.3.3). Elles peuvent être apportées dans le béton, soit par le

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biais de ciments composés (CEM II, CEM III, CEM V), soit par introduction directe dans le malaxeur à béton. L’appréciation de leur efficacité dans la formulation proposée revient la plupart du temps à déterminer la quantité à employer : elle se fait, soit par application d’un critère analytique (démarche possible dans le cas de bétons dont le liant a une composition de CEM II, CEM III, CEM V), soit par mesure d’expansion sur béton (procédure recommandée, notamment pour les fumées de silice). Tableau 11.5 : schéma méthodologique de prévention de l’alcali-réaction pour un niveau de prévention donnée, d’après [18]. NIVEAU DE PRÉVENTION

B

A Règles de l'art pour béton usuels

Formulation de béton spécifique

C Emploi de granulats non réactifs ou étude expérimentale

Est-elle acceptable ?

L'étude du dossier des granulats montre-t-elle que les granulats sont non réactifs ? OUI À UNE DES QUESTIONS La formulation de béton est acceptée

La formulation satisfait-elle à un critère analytique (bilan des alcalins) ?

La formulation satisfait-t-elle à un critère de performance (essais de gonflement) ?

La formulation offre-t-elle des références d'emploi suffisamment convaincantes ?

La formulation prévoit-elle des additions minérales en proportions suffisantes ? NON À TOUTES LES QUESTIONS La formulation de béton doit être modifiée

Une seule réponse positive aux cinq questions posées est nécessaire et suffisante pour que la formulation soit satisfaisante. Pour déborder du cadre français, on citera le projet d’édicter des spécifications internationales, confié à la Rilem. Cet organisme a publié un brouillon de ses propositions [31] qui est reproduit en annexe 5. La démarche proposée s’apparente

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beaucoup à celle du LCPC. Une légère différence apparaît dans la classification des environnements : 3 au lieu de 4, ainsi que dans la formulation des précautions à prendre (l’esprit est le même mais la forme diffère). Ce document propose quelques indications quantitatives concernant : – les taux d’alcalins admissibles dans les bétons, 3 à 3,5 kgNa2Oéq./m3 ou 2,5 selon que les granulats sont moyennement ou hautement réactifs ; – le taux minimal (exprimé en % de la phase cimentaire totale) d’addition minérale pour lutter efficacement contre les effets de l’alcali-réaction, 25 ou 40 % de cendre volante, 40 ou 50 % de laitier, respectivement pour des granulats moyennement ou hautement réactifs, 8 % de silice et 15 % de métakaolin. Remarque. On gardera présent à l’esprit ce qui a été développé au paragraphe 2.5.5, à savoir qu’une protection effective in situ peut réclamer un dosage en addition minérale supérieur à celui qui est déterminé dans un test accéléré.

2.8.3. Tests, essais et prescriptions normatives Une question importante pour le concepteur d’un ouvrage en béton est de savoir sur quelles normes ou quels règlements il peut s’appuyer pour se prémunir contre l’alcali-réaction. Actuellement, il dispose des « Recommandations pour la préventions des désordres dus à l’alcali-réaction » [18] qui sont reprises au paragraphe 5.2.3.4 « Résistance à la réaction alcali-silice » dans la norme européenne NF EN 206-1 [32]. Par ailleurs, la Rilem propose un ensemble de spécifications pour minimiser les risques d’endommagement des bétons par l’alcali-réaction [26, 27, 28, 29, 30]. Cet organisme propose comme moyen préventif l’addition de Li NO3 dans l’eau de gâchage à des dosages supérieurs à 3,75 kg de solution 30 %/kg de Na2Oéq. (granulats moyennement réactifs) ou 5,95 kg/kg Na2Oéq. (granulats hautement réactifs). Dans le cadre de la réglementation française actuelle la question de l’évaluation de la réactivité des granulats est du ressort de la norme expérimentale XP P18-594 et du fascicule de documentation FD P18-542 ; la réactivité d’une formule de béton fait l’objet de la norme homologuée NF P18-454 et du fascicule de documentation FD P18-546. Avant de décrire le contenu de ces réglementations, il est intéressant de remarquer qu’un double usage peut en être fait : – en premier lieu, une lecture strictement réglementaire ; – en second lieu, une exploitation dans une démarche performantielle : en effet des test sont proposés et ils peuvent être pris comme des indicateurs de durabilité, sachant que les fascicules de documentation fixent des seuils de sécurité,

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chiffrés, pour ces indicateurs. En outre, les indications des tests peuvent traduire la cinétique du phénomène de gonflement, et sont, de ce fait, utilisables dans les modélisations prédictives mentionnées en 2.6.

2.8.3.1. Qualification des granulats vis-à-vis de l’alcali-réaction Face aux alcalins dans un béton, un granulat peut manifester trois types de comportement, définis en ces termes par le fascicule FD P18-542 (ainsi que XP P18540) : – granulats NR. Quelles que soient les conditions d’utilisation, ces granulats sont non réactifs et ne conduiront pas à des désordres par alcali-réaction ; – granulats PR. Dans certaines conditions, ces granulats sont potentiellement réactifs et donc susceptibles de conduire à des désordres par alcali-réaction ; – granulats PRP. Ces granulats sont potentiellement réactifs avec effet de pessimum. Bien que riches en silice réactive, ils n’entraîneront pas de désordre si on les utilise en tenant compte des conditions du document [18]. Il existe plusieurs groupes de méthodes pour classifier un granulat : – méthodes pétrographiques couplant diagnose macroscopique, examen de lames minces, analyse chimique ; – essai de cinétique chimique, dans lequel on mesure l’évolution des concentrations en SiO2 et Na2O d’une solution alcaline renfermant le granulat à tester ; – essai de stabilité dimensionnelle. On mesure les variations dimensionnelles de mortiers ou bétons renfermant les granulats à tester, conservés suivant des conditions et des âges variables suivant l’essai. Toute qualification de granulat doit obligatoirement débuter par son identification : composition chimique, constitution minéralogique quantitative. Dans certains cas, la classification du matériau est possible au terme de cette première étape. Sinon, elle demande des essais supplémentaires à pratiquer suivant le cheminement illustré par la figure 11.23 tirée du fascicule FD P18-542.

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IDENTIFICATION

Roches carbonatées avec SiO2 < 4 %

OUI

ÉTUDE PÉTROGRAPHIQUE

Espèces minérales réactives 70 %

OUI

NON* PR NR

ESSAI CRIBLE

Qualification

PRP ESSAI À LONG TERME PR Expansion > Seuil

OUI

40 % < silex < 70 %

OUI

NON

* Si la qualification PR est jugée satisfaisante, la démarche peut être arrêtée.

Figure 11.23 : conduite de qualification d’un granulat vis-à-vis de l’alcali-réaction, d’après [14].

Plusieurs essais sont envisageables, qui n’ont pas la même valeur ni la même durée. C’est ainsi qu’un essai crible est un essai fortement accéléré qui, en moins

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d’une semaine, classifie un granulat NR, PR ou PRP, mais avec un certain degré d’incertitude. En cela, il diffère d’un essai à long terme, qui étant moins accéléré, se rapproche plus des conditions réelles des ouvrages et qui, de ce fait en cas de désaccord avec la qualification d’un essai crible, emporte la décision. Enfin dans les essais crible, il existe un essai de référence, dont l’emploi doit être privilégié, à côté d’essais alternatifs. Essai accéléré à l’autoclave, sur mortier - Norme XP P18-594 C’est l’essai crible de référence. Il mesure les variations dimensionnelles d’éprouvettes 4 × 4 × 16 cm de mortiers, gâchés avec une eau renfermant NaOH pour obtenir une teneur en Na2Oéq. égale à 4 % de la masse de ciment, et autoclavés durant 5 h à 127 °C et 0,15 MPa. La durée totale de l’essai est de 5 jours ; il permet l’étude de sables, de gravillons (préalablement amenés par broyage à une granulométrie 0-5mm) ou de mélanges. On confectionnera un seul ou trois mélanges de rapports ciment/granulat égaux à 0,5-1,25 et 2,5 (selon les résultats de l’analyse pétrographiques préalable). Le critère de non-réactivité est une expansion moyenne inférieure à 0,15 %. Essai long terme - Norme XP P18-594 C’est un essai de référence, sur béton. Il mesure les variations dimensionnelles d’éprouvettes 7 × 7 × 28 cm de bétons, fabriqués avec une classe granulaire à tester couplée à une classe de granulat non réactive (soit sable à tester + gravillon NR soit sable NR + gravillon à tester) ; le ciment CEM I, qui doit avoir une teneur en Na2Oéq. comprise entre 0,6 et 1 %, est dosé à 410 kg/m3. Les éprouvettes sont conservées dans des conteneurs placés dans un réacteur à 38 °C et 100 % HR. Elles sont pesées et mesurées aux échéances de : 0, 1, 2, 3, 6 et 8 mois. Le critère de non-réactivité est un allongement relatif moyen inférieur à 0,04 % à 8 mois. Essais crible alternatif : essai accéléré « Microbar » - Norme XP P18-594 Cet essai mesure l’expansion d’éprouvettes 10 × 10 × 40 mm de mortiers confectionnés avec le granulat amené à l’état de sable 0,16-0,63 mm, un ciment CEM I renfermant de 0,6 à 1 % de Na2Oéq. Ce mortier est dopé en alcalins, par un ajout de NaOH tel que la teneur en Na2Oéq. atteigne 1,5 % de la masse de ciment. Trois mélanges sont préparés aux rapports ciment/granulat égaux à 2, 5 et 10. Après démoulage, les éprouvettes subissent une cure à la vapeur d’eau durant 4 heures, puis sont placées durant 6 heures dans une solution de KOH à 10 % à une température de 150 °C. Au terme de ce traitement, les éprouvettes sont mesurées :

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– si au moins un rapport C/G entraîne une expansion supérieure à 0,11 %, le granulat est qualifié PR ; – si l’expansion correspondant à la formulation C/G = 5 dépasse de plus de 10 % celle qui correspond à C/G = 2, le granulat est qualifié PRP ; – si l’allongement, quelle que soit la formulation, est inférieur à 0,11 %, le granulat est qualifié NR. Autre essai crible alternatif : essai cinétique chimique Norme XP P18-594 Cet essai ne mesure pas de variation dimensionnelle. Il constitue une alternative à l’essai crible de référence, mais sa vocation première est d’aider à la compréhension des mécanismes de dissolution de la silice réactive en milieu alcalin. Le granulat à tester est broyé, puis la fraction 0-0,315 mm est placée dans une solution 1 N de soude à 80 °C : aux trois échéances de 24h, 48 h et 72 h, on mesure les concentrations en silice et en soude des filtrats. L’essai ne doit pas s’appliquer à des granulats renfermant plus de 5 % de Al2O3. Si la teneur de l’échantillon en CaCO3 dépasse 15 %, on doit le décarbonater avant l’essai. La qualification du granulat dépend de la position des trois rapports SiO2/Na2O dans le diagramme représenté sur la figure 11. 24 tirée du fascicule FP P18-542.

SiO2/Na2O (μmol/l)

2,0

PRP

1,5 1,0

PR

0,5

NR 0,0

0

24

48

72

96

Temps (heures)

Figure 11.24 : qualification des granulats suivant les valeurs du rapport SiO2/Na2O déterminées par l’essai cinétique chimique XP18-594, d’après [14].

2.8.3.2. Qualification d’une formule de béton vis-à-vis de l’alcali-réaction : norme NF P18-454 et fascicule de documentation FD P18-546 La réactivité de la formule de béton à tester est déduite des résultats d’un essai de gonflement de trois éprouvettes 7 × 7 × 28,2 cm de béton, conservées dans un réacteur maintenu à 60 °C et 100 % HR. Ce béton est confectionné avec les ingré-

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dients et les dosages de la formulation prévus pour le béton d’ouvrage, avec deux petites modifications éventuelles : les gravillons sont limités à 22,4 mm 1 et la teneur en alcalins pourra être légèrement augmentée, pour tenir compte de la variabilité des teneurs en alcalins dans les différents lots de ciments (suivant des formules citées dans la norme). Les mesures dimensionnelles et les pesées se font aux échéances de 0, 4, 8, 10, 12 semaines, puis toutes les 4 semaines. La durée de l’essai et les critères d’interprétation varient suivant la nature des granulats, la présence ou non d’additions minérales et le type de ciment. Ces critères sont indiqués au titre 3 du fascicule FD P 18-456. • 1er cas : bétons avec ciment CEM I et sans addition minérale a) Les granulats sont soit des roches massives (calcaires, grès, quartzites) soit des roches meubles (alluvions calcaires ou silico-calcaires, silex, chailles, cherts) : l’expansion longitudinale moyenne doit être inférieure à 0,02 % à 3 mois et aucune valeur ne doit dépasser 0,025 %. b) Autres granulats ou granulats mal identifiés : même seuil critique de 0,02 % mais à 5 mois. • 2e cas : autres formules de béton a) Le gonflement est défini à la fois par sa valeur à 5 mois et par la pente de la courbe. Les deux prescriptions suivantes doivent être respectées simultanément: 1. l’expansion longitudinale moyenne est inférieure à 0,02 % et aucune valeur ne dépasse 0,025 % ; 2. les évolutions mensuelles des déformations longitudinales moyennes mesurées au cours des 3e, 4e et 5e mois respectent les conditions suivantes : – deux de ces trois valeurs sont inférieures à 0,0025 %, – la somme de ces trois valeurs est inférieure à 0,01 %. b) Une formulation qui ne respecterait pas ces critères à 5 mois peut être néanmoins acceptée si la déformation longitudinale moyenne à 1 an est inférieure à 0,03 %, aucune valeur ne devant dépasser 0,035 %.

2.9. Conclusion Trois conditions sont absolument nécessaires pour que l’alcali-réaction génère de la microfissuration et de l’expansion dans un ouvrage en béton : – le granulat est réactif ; – la concentration en alcalins est élevée dans la solution interstitielle ; – les conditions d’humidité relative excèdent 80-85 %.

1. Si D > 22,4 mm, on peut concasser la fraction > 22,4 mm et l’inclure dans le granulat.

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Si une seule de ces conditions n’est pas satisfaite, il ne sert alors à rien de s’alarmer. L’analyse des données de l’observation des ouvrages et des expériences de laboratoire associées à un examen des normes et règlements préexistants ont conduit la France, comme d’autres pays, à se doter d’un ensemble cohérent de prescriptions (allant des recommandations aux normes d’essai) qui permet de formuler des bétons conciliant au mieux la durabilité et l’économie. S’agissant d’un ouvrage à construire le concepteur est confronté à trois situations : – pas de précaution autre que celle de suivre les règles de l’art pour les ouvrages en environnement sec, les bétons de classe inférieure à B16, les ouvrages provisoires, les produits en béton manufacturé… – nécessité d’employer des granulats non réactifs pour les ouvrages exceptionnels (centrales nucléaires, certains ouvrages d’art, monuments), sauf exception justifiée par une étude expérimentale approfondie ; – pour la majorité des bâtiments et des ouvrages de génie civil, et si l’on ne dispose pas de granulats non réactifs, il existe des règles et des méthodes qui permettent de composer les bétons pour éviter tout désordre. S’agissant d’un ouvrage en service atteint par l’alcali-réaction le gestionnaire d’un ouvrage en service atteint par l’alcali-réaction ne dispose pas à l’heure actuelle de méthode qui aboutisse à la suppression définitive du phénomène et de ses effets. Il existe par contre des traitements qui permettent de prolonger la durée de service de la structure malade. Ces traitements sont à choisir en fonction du diagnostic des causes des désordres existants et du pronostic de l’évolution de l’ouvrage, pronostic devenu fiable dans la décennie écoulée, grâce aux apports couplés de la modélisation et du calcul numérique. Ce n’est que rarement que l’on est contraint de démolir l’ouvrage.

3. FORMATION DIFFÉRÉE D’ETTRINGITE 3.1. Spécificité de l’ettringite de formation différée Suivant les définitions adoptées par le groupe de travail AFGC-RGCU « Grandeurs associées à la durabilité du béton » [AFG 07a], on peut distinguer trois formes principales d’ettringite. La première forme correspond à l’ettringite de formation primaire qui résulte de la réaction de l’aluminate tricalcique C3A avec le régulateur de prise au cours de la prise du béton (gypse, hémihydrate, anhydrite) et qui est un produit normal de l’hydratation des ciments.

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La deuxième forme correspond à l’ettringite de formation secondaire résultant soit de l’action directe de sulfates externes et pouvant générer de l’expansion, soit de la dissolution et recristallisation d’ettringite primaire ou d’autres formes préexistantes. Il s’agit, dans ce dernier cas, d’ettringite pouvant accompagner des phénomènes d’expansion, mais n’en étant pas à l’origine. La troisième forme correspond à l’ettringite de formation différée : cette forme d’ettringite dont les conditions de formation sont très spécifiques, doit être distinguée des deux précédentes.

Il s’agit d’une réaction sulfatique d’origine interne qui peut se produire dans le béton durci, sans apport de sulfates extérieurs. Elle est consécutive à une élévation initiale de température du béton supérieure à 65 °C environ, due soit à un traitement thermique inadapté à la composition du béton (préfabrication), soit à l’exothermie naturelle du matériau. Cette forme d’attaque sulfatique, dont les conséquences ne se manifestent souvent qu’après plusieurs années lorsque le béton est soumis à un environnement humide, peut provoquer le gonflement et la fissuration du matériau. Différents cas d’ouvrages dégradés par formation différée d’ettringite sont signalés dans la littérature. Les premiers travaux sur le sujet sont ceux de Ghorab, Heinz et Ludwig [GHO 81, HEI 86, HEI 89], confirmés par la suite par ceux de Lawrence [LAW 95], Scrivener [SCR 93] et Johansen [JOH 93] qui ont montré que l’ettringite primaire formée au cours de l’hydratation du ciment était détruite par traitement thermique aux températures supérieures à 70 °C, et qu’à ces températures sa formation était inhibée. Les cas de dégradation les plus connus sont ceux de traverses de chemin de fer traitées par étuvage [SCRI 96]. En France, le Laboratoire des ponts et chaussées a recensé assez récemment quelques ponts, dont certains éléments (piles, chevêtres) étaient affectés par une réaction sulfatique interne [DIV 03, LCPC 07b]. Bien que les cas recensés restent rares, le risque de formation différée d’ettringite doit être pris en compte chaque fois que le béton subit une élévation de température supérieure à 65 °C et qu’il est placé en environnement saturé d’humidité. Mais l’élévation de température n’est pas la seule cause de déclenchement du phénomène et les autres paramètres tenant au cycle thermique, à la composition du ciment, à la formulation du béton et à l’environnement, sont à prendre en considération. Les mesures permettant de limiter les risques de dégradation par formation différée d’ettringite sont examinées au paragraphe 3.7.

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3.2. Manifestation des désordres dus à la formation différée d’ettringite À l’échelle de l’ouvrage, la formation différée d’ettringite dans les ouvrages se manifeste par le développement d’un réseau de fissures multidirectionnelles, généralement localisé dans les parties massives de l’ouvrage situées dans des zones d’humidité élevée. L’ouverture des fissures peut aller de quelques dixièmes de millimètres à quelques millimètres. La figure 11.25 due à Divet et al. [DIV 03] fournit l’exemple d’une pile de pont en contact avec l’eau, dégradée par formation différée d’ettringite. Le type de fissuration présente une certaine analogie avec la fissuration due à l’alcali-réaction avec laquelle elle ne doit pas être confondue. La connaissance des données relatives à la formulation du béton, à l’historique de l’ouvrage, ainsi que la mise en œuvre de méthodes appropriées d’analyse physicochimique (chimie, minéralogie) permettent d’assurer un diagnostic fiable. Néanmoins, la possibilité de l’existence simultanée des deux types de réaction ne doit pas être écartée (cf. § 4 plus loin).

Figure 11.25 : réseau de fissures dans une pile de pont en contact avec l’eau, endommagée par formation différée d’ettringite (photo LCPC extraite de [DIV 03]). Les désordres qui se manifestent par un réseau de fissures de maille pluridécimétrique, ne sont apparus qu’au bout de 10 ans. Ils sont localisés dans les parties massives de l’ouvrage où des températures de l’ordre de 80 °C ont pu être atteintes. Le béton est en contact direct avec l’eau indispensable à la formation différée d’ettringite.

À l’échelle microscopique la formation différée d’ettringite se traduit essentiellement par : – un enrichissement de la pâte de ciment en aluminium et en soufre mis en évidence par analyse élémentaire au spectrométre X à dispersion d’énergie (EDS) associée à la microscopie électronique à balayage (cf. figure 11.33a et 11.33b au § 3.5). Ces éléments, piégés par les C-S-H, proviennent de la décomposition de l’ettringite, ou correspondent à la formation de nanocristaux de monosulfoaluminate stables aux températures supérieures à 80 °C [SCRI 93, SCRI 97, TAY 01];

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– la précipitation d’ettringite d’aspect massif, mal cristallisée, dans de petites cavités de 5 à 25 µm de dimension moyenne, nommées grains de Hadley [HAD 00] et provenant de la dissolution de grains de ciment (C3S et C2S) aux premiers stades de l’hydratation. Ces cavités, particulièrement fréquentes dans les produits étuvés, sont illustrées par la figure 11.26. Elles résulteraient d’un décollement du noyau anhydre de son auréole de C-S-H selon un mécanisme non complètement élucidé (précipitation d’ettringite primaire ou formation d’un gel à l’interface anhydre-hydrate). Le noyau anhydre se dissout ensuite, et des C-S-H précipitent à l’extérieur des limites fixées par la géométrie du grain initial, laissant à la fin du processus, une coquille vide ou contenant des éléments anhydres (C4AF en particulier) ou hydratés (aluminates). La paroi de la coquille est constituée de C-S-H beaucoup plus denses que les C-S-H externes. Selon les travaux récents de Brunetaud [BRU 06], c’est dans les grains de Hadley que se manifestent les premiers signes de la formation différée d’ettringite. Cette ettringite, comprimée et mal cristallisée, se présente sous forme d’inclusions illustrées par la figure 11.27. – la présence d’ettringite secondaire sous forme de veines issues d’une recristallisation dans les fissures ou sous forme de dépôts remplissant plus ou moins les vides autour des granulats déchaussés sous l’effet du gonflement homogène de la pâte de ciment. La recristallisation dans les fissures conduit à un aspect très particulier où les cristaux apparaissent souvent disposés parallèlement les uns par rapport aux autres et orientés perpendiculairement aux lèvres des fissures. Cet aspect, dit « palissadique », suivant le vocabulaire des pétrographes, semble être assez caractéristique de la formation différée d’ettringite. Il est illustré par les figures 11.28 et 11.29. Cette ettringite secondaire, ne provoque pas a priori de gonflement ; elle n’est pas, en tout cas, la source première du gonflement.

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Figure 11.26 : grains de Hadley (H) dans un béton de ciment Portland. Fractographie au MEB [HOR 96].

Figure 11.27 : grains de Hadley comblés par l’ettringite (E) Section polie vue au MEB en électrons rétrodiffusés [BRU 05].

La forme primitive des grains de ciment est conservée. Les vacuoles sont vides ou contiennent des monosulfoaluminates de calcium hydratés (M) et peuvent contenir également des résidus anhydres (non visibles sur la photographie). Les C-S-H constitutifs de la coquille résiduelle sont denses. La cristallisation au refroidissement de nanocristaux d’ettringite y développe des pressions très élevées.

L’ettringite transitoire formée dans la porosité fine des C-S-H recristallise dans les vacuoles correspondant aux grains de Hadley sous formes de « pelotes » massives, mal cristallisées. Sur la photographie sont visibles également : les grains de C3S en cours d’hydratation (C) avec leur auréole de C-S-H ainsi que les phases aluminates et aluminoferrites de calcium C3A et C4AF mélangées (F).

Figure 11.28 : veines d’ettringite secondaire « palissadique »(E). P = pâte de ciment ; G = granulat. Section polie. MEB. Électrons secondaires (photo LERM).

Figure 11.29 : veine d’ettringite secondaire (E) dans une canalisation d’amiante étuvée. Fractographie au MEB (photo LERM).

L’ettringite a recristallisé librement au cours du temps dans les fissures et au contact de granulats déchaussés à partir de l’ettringite microcristalline expansive formée dans les C-S-H. La disposition en cristaux plus ou moins parallèles, orientés perpendiculairement aux lèvres de la fissure, est fréquemment observée dans les cas de formation différée d’ettringite. Cette ettringite secondaire ne provoque pas d’expansion.

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En tout état de cause, l’identification d’une réaction de formation d’ettringite différée dans un béton reste délicate, et les seuls aspects microscopiques ne peuvent suffire à établir un diagnostic fiable. La prise en compte de tous les paramètres relatifs à l’ouvrage, à la formulation du béton et à son histoire thermique, à la composition chimique et minéralogique du ciment, à l’environnement, est indispensable. Différents documents, auxquels on pourra se reporter, proposent des méthodologies générales d’approche des problèmes d’attaques sulfatiques [AFP 97, AFG 07, LCP 06].

3.3. Les paramètres déterminants de la formation différée d’ettringite dans les bétons La formation différée d’ettringite ne peut avoir lieu que sous certaines conditions spécifiques. Elle nécessite la réunion d’un grand nombre de paramètres, ce qui explique que les cas rencontrés restent assez rares. Les paramètres déterminants sont les suivants [DIV 00, DIV 03] : – paramètres liés à l’échauffement du béton (température et durée de l’échauffement) ; – paramètres liés à la composition chimique du béton et du ciment ; – paramètres liés à la formulation du béton ; – paramètres liés à l’environnement de l’ouvrage.

3.3.1. Paramètres liés à l’échauffement du béton (température et durée) Il est maintenant admis que la première des conditions nécessaires pour qu’un béton développe une expansion liée à la formation différée d’ettringite, est que celui-ci ait été porté à une température supérieure à 65 °C au cours de son hydratation, température au-delà de laquelle la stabilité de l’ettringite n’est plus assurée (cf. § 3.4.1.1) [ODL 95, FU 96, FAM 99, LAW 99, YAN 99]. Aucun cas de formation différée d’ettringite n’a été jusqu’à présent observé ni en laboratoire, ni sur ouvrage, dans des bétons hydratés à température ordinaire. La durée du palier couplée à la température maximale est aussi un paramètre important. Les différents travaux de Famy [FAM 99], de Pavoine [PAV 03] et de Brunetaud [BRU 05] ont révélé un effet pessimum du couple température/durée de palier : pour une formule de béton donnée, le risque d’expansion diminuerait, voire deviendrait nul, lorsque la durée de palier est très courte (cas des traitements thermiques réalisés en préfabrication) ou très longue à température élevée (cf. § 3.4.1). En ce qui concerne la température, il faut également prendre en compte : – la durée d’attente entre la mise en œuvre du béton frais et le début de la montée en température. L’effet de la température peut ne pas être le même suivant le

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degré d’avancement des réactions d’hydratation ainsi que suivant le degré de structuration et la composition de la pâte de ciment (quantités de C-S-H, ettringite primaire, monosulfoaluminate…) ; – la vitesse de montée en température qui ne doit pas être trop rapide (cf. § 3.7); – la température maximale atteinte : une température de cure plus élevée augmente les expansions finales ; – les gradients thermiques qui, s’ils sont trop importants, risquent de provoquer la microfissuration du béton et accroître sa perméabilité.

3.3.2. Paramètres liés à la composition chimique du béton et du ciment Bien qu’il soit encore difficile de définir des seuils de concentration pour les différents composants chimiques intervenant dans le développement d’une réaction de formation différée d’ettringite, il est bien admis que la composition chimique et minéralogique joue un rôle important. Il est possible de définir a priori trois facteurs parmi les plus influents : la teneur en alcalins équivalents du béton, la teneur en sulfates et la teneur en alumine (C3A) du ciment, sans écarter pour autant les autres facteurs tels que la teneur en C3S du ciment en particulier, qui détermine la teneur potentielle en Ca(OH)2 ainsi que la composition et la quantité de C-S-H dont on verra l’importance dans le mécanisme de formation différée d’ettringite (cf. § 3.5). • La teneur en alcalins du béton. Les alcalins du béton peuvent provenir de différentes sources qui sont essentiellement : le ciment, les additions minérales, les adjuvants et, éventuellement, les granulats s’ils contiennent des feldspaths alcalins. La teneur en alcalins, combinée à l’effet de la température, qui reste le facteur de premier ordre de la réaction de formation différée d’ettringite, a une influence importante sur la stabilité de l’ettringite, comme cela sera montré au paragraphe 3.4.1.2 : les teneurs élevées favorisent le passage en solution du minéral et l’enrichissement en SO3 de la solution interstitielle du béton. Les alcalins dans le clinker de ciment Portland peuvent être présents, d’une part, sous forme de sulfates alcalins (langbeinite Ca2K2(SO4)3, arcanite K2SO4 ou aphtitalite K3Na(SO4)2), d’autre part, sous forme de solutions solides dans le réseau des silicates et aluminates de calcium : principalement dans C3A pour K2O et Na2O, principalement dans les silicates C3S et C2S pour SO3. Les premiers, localisés dans la porosité du clinker sont rapidement mobilisables ; le passage en solution des seconds dépend de l’avancement des réactions d’hydratation. • La teneur en SO3 du ciment, par ailleurs limitée par la norme NF EN197-1 à 3,5 % et 4 % selon le type de ciment, est un paramètre important de la formation

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différée d’ettringite. Les sulfates peuvent provenir du clinker lui-même mais surtout des régulateurs de prise ajoutés au ciment (gypse, hémihydrate ou anhydrite). Les solubilités de toutes ces formes de sulfate sont différentes : les sulfates alcalins sont plus rapidement mis en solution que le gypse et l’anhydrite; les sulfates contenus en solutions solides dans les minéraux du clinker C3S et C2S sont libérés plus lentement au cours de l’hydratation du ciment [TAY 98]. Bien que non évaluée aujourd’hui, une influence possible de ces différences de solubilité sur le processus de formation différée d’ettringite, ne peut être écartée a priori. • La teneur en Al2O3 du ciment est souvent associée à la teneur en SO3 sous la forme du rapport SO3/Al2O3. Certains auteurs [DAY 92] ont constaté que, dans certaines conditions de traitement thermique et de conservation, des ciments ayant un rapport SO3/Al2O3 > 0,7 pouvaient conduire à la formation différée d’ettringite. D’autres auteurs [HEI 89] qualifient l’aptitude au gonflement par formation différée d’ettringite à l’aide du rapport (SO3)2/Al2O3 où l’alumine est celle qui est contenue dans C3A. Ils proposent pour ce rapport une valeur sécuritaire de 2 en dessous de laquelle il n’y aurait pas de gonflement. Au-delà de cette valeur les gonflements augmenteraient fortement pour diminuer ensuite lorsque le rapport atteindrait des valeurs très élevées. Il reste toutefois difficile de définir un seuil critique fiable pour ces deux rapports, et on n’observe pas de véritable corrélation entre la valeur de ces rapports et les gonflements comme l’ont montré les travaux de Odler et al. [ODL 95]. La raison en est que l’alumine dans les ciments anhydres ou hydratés peut être combinée de différentes manières. La quantité disponible pour la formation d’ettringite peut être variable d’un ciment à l’autre en fonction de sa composition chimique et minéralogique. Par exemple, la formation différée d’ettringite est insignifiante avec les ciments PM ES à haute résistance aux sulfates, mais elle peut se produire avec des ciments dont la teneur est aussi basse que 7 % (cf. tableau 11.7). Tout au plus, peut-on constater que les gonflements peuvent être plus élevés quand les teneurs en sulfates et en C3A augmentent. Comme on le voit, les paramètres liés à la composition chimique du béton et du ciment sont nombreux et interactifs. Il n’est pas possible de les considérer séparément sachant que leur influence dépend également des autres paramètres liés au cycle thermique subi par le béton, à la formulation de ce dernier ainsi qu’à son environnement.

3.3.3. Paramètres liés à la formulation du béton Le dosage en ciment intervient sur trois facteurs : – l’exothermie du béton qui détermine la température atteinte par le matériau, les forts dosages, pour un ciment donné, induisant les échauffements les plus élevés.

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On verra au paragraphe 3.4.1.1 que la température peut atteindre près de 80 °C au cœur des pièces massives et donc favoriser la formation différée d’ettringite (cf. figure 11.31) ; – la concentration en alcalins dans la solution interstitielle. Les dosages élevés peuvent induire un accroissement de leur concentration et, corrélativement, modifier les conditions de stabilité de l’ettringite ; – la compacité du béton. Un dosage élevé en ciment conduit généralement à un accroissement de compacité et, par conséquent, à une diminution des transferts au sein du matériau. Toutefois suivant le mécanisme de gonflement proposé par Taylor et al. [TAY 01] la densification de la microstructure de la pâte de ciment, serait susceptible de favoriser son expansion (cf. § 3.5). La classe de résistance du ciment : pour un même dosage, un ciment de classe 52,5 induira une plus forte exothermie qu’un ciment de classe 42,5 ou 32,5. Le rapport eau/ciment (E/C) du béton (généralement lié au dosage en ciment) intervient également sur la composition de la phase liquide interstitielle et sur les propriétés de transfert : une diminution de ce rapport conduit à un accroissement des concentrations ioniques de la solution et à un abaissement de la perméabilité et de la diffusivité du matériau, propriétés régissant les échanges ioniques et les transferts d’humidité nécessaires à la formation différée d’ettringite. Mais ici encore, la densification de la pâte de ciment durcie apportée par la diminution du rapport E/C pourrait favoriser le gonflement, toutes choses égales par ailleurs. La nature minéralogique des granulats : l’expérience tend à montrer que les effets de l’ettringite de formation différée sont plus marqués avec les granulats siliceux (silex par exemple) qu’avec les granulats issus de roches calcaires [BRU 05, KEL 04]. La différence de comportement est due à la liaison pâte/granulats souvent plus faible avec les granulats siliceux. Les forces d’expansion générées dans la pâte de ciment durcie par la reprécipitation des microcristaux d’ettringite lors du refroidissement du béton, entraînent plus facilement le déchaussement de ce type de granulats. C’est dans les vides laissés autour des granulats que viendra précipiter l’ettringite secondaire, a priori non expansive, résultant du phénomène de dissolution/reprécipitation de l’ettringite de formation différée à l’origine de l’expansion. Il est possible également que, dans le cas de granulats calcaires, la stabilité de l’ettringite puisse être modifiée par la présence des ions CO32- provenant des fines particules de carbonate de calcium dont on sait qu’ils peuvent interagir avec les sulfates lors de la réaction avec le C3A ainsi qu’avec les phases AFt et AFm [MOR 82, TAY 98].

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3.3.4. Paramètres liés à l’environnement La température à laquelle est mis en œuvre le béton frais, influe sur la cinétique d’hydratation du ciment, sur les échanges thermiques entre le matériau et le milieu extérieur et, par conséquent sur la température maximale au cœur du béton. L’humidité relative est un facteur déterminant. La présence d’eau qui assure les transports ioniques et les échanges au sein du béton est indispensable à la formation différée d’ettringite. Les dégradations observées sur les ouvrages sont systématiquement en relation avec des apports d’eau extérieurs : humidité très élevée, venues d’eau, zones de marnage, stagnation d’eau…

3.3.5. Interdépendance des différents paramètres La revue, ci-dessus, des paramètres de la réaction de formation différée d’ettringite, montre que ceux-ci sont nombreux et interdépendants. Les travaux de thèse de Brunetaud [BRU 05] qui font appel à la méthode des plans d’expérience, avaient pour objectif de quantifier l’importance de chacun de ces paramètres (température, durée de l’échauffement, SO3, alcalins, finesse Blaine, rapport E/C, nature des granulats) ainsi que leurs interactions. Les principales conclusions de ces travaux sont les suivantes : – tous les effets séparés de chacun des paramètres sont significatifs, mais les interactions entre paramètres peuvent être supérieures à l’effet séparé d’un paramètre ; – ainsi l’interaction entre les paramètres « durée d’échauffement » et « température », est plus forte que les effets, néanmoins très importants, de chacun de ces deux paramètres pris séparément ; – une interaction significative est observée entre les paramètres « durée d’échauffement », « teneur en alcalins » et « température » ; – en ce qui concerne les paramètres relatifs à la formulation du béton, l’importance de la nature des granulats, du rapport E/C et leurs interactions avec la durée d’échauffement est bien mise en évidence ; – en ce qui concerne le ciment, le paramètre « SO3 » est le plus influant, suivi du paramètre « teneur en alcalins » et de leurs interactions. La finesse Blaine intervient également.

3.4. Rappel sur les conditions de stabilité de l’ettringite 3.4.1. Influence de l’échauffement (température et durée) Aux températures supérieures à 60/70 °C l’ettringite est instable et perd tout ou partie de son eau. Ce comportement est dû à la structure particulière du minéral schématisée par la figure 11.30, extraite d’un travail de [STA 86] et Bollman

561


[STA 00], qui montre que les cristaux d’ettringite sont formés de colonnes de cations {Ca3[Al(OH)6].12H2O} où les octaèdres Al(OH)63– sont reliés aux polyèdres CaO8, chaque ion aluminium étant lié aux ions Ca2+ avec lesquels il partage les ions OH-. Les canaux entre les colonnes contiennent les tétraèdres SO42- ainsi que les molécules d’eau faiblement liées. Les travaux de Ghorab et al. [GHO 80] montrent qu’à pression et humidité normales la déshydratation de l’ettringite s’effectue selon le schéma suivant : – entre 45 °C et 50 °C, perte de 1,4 molécule d’eau ; – entre 50 °C et 125 °C, perte de 22 molécules d’eau. Entre 110 et 146°C un hydrate contenant 8 molécules d’eau est identifié ; – entre 160 °C et 180 °C, perte de 2 molécules d’eau. Un hydrate contenant 6 molécules d’eau est identifié dans cet intervalle de température ; – entre 180 °C et 900 °C, perte progressive de l’eau résiduelle. D’autres études ont montré que la plus grande partie de l’eau était perdue à environ 70 °C où la teneur passe de 32 molécules à 10 molécules [DAE 77]. Entre 70 °C et 85 °C, l’ettringite perd les molécules d’eau disposées entre les colonnes de cations {Ca3[Al(OH)6].12H2O} et devient amorphe [POE 89].

3–

Octaèdres Al (OH)6 2–

Tétraèdres SO4 Molécules H2O

Polyèdres CaO8

Figure 11.30 : structure de l’ettringite, d’après [STA 00].

Par ailleurs, l’étude du diagramme CaO-Al2O3-CaSO4-H2O à 85°C (cf. chapitre 4) montre que la concentration minimale en sulfate nécessaire pour stabiliser l’ettringite est cinquante fois plus élevée qu’à 25 °C. Le diagramme montre également la présence d’une nouvelle phase stable à 85 °C : le monosulfoaluminate de calcium, dont le rôle est très important dans le processus de formation différée de l’ettringite.

562


De telles conditions de température peuvent être observées en préfabrication ainsi que dans les parties massives d’ouvrages coulées in situ. Une illustration du cycle thermique subi par un béton de masse, extraite des travaux de Divet et al. [DIV 03], est fournie par la figure 11.31 relative à l’un des chevêtres d’un viaduc. La figure montre que la température au cœur du béton peut atteindre 80°C, température à laquelle l’ettringite est instable.

Température (°C)

90 80 70 60

t1

50

t2

40

t3

30 20 10 0

0

50

100

150

200

Temps (heures)

Fig. 11.31 : échauffement d’une pièce massive de béton calculé en différents points à l’aide du programme CESAR-LCPC au moment de l’échauffement maximal t1 = cœur ; t3 = peau ; t2 = zone médiane (d’après [DIV 03]). Des essais adiabatiques ont été réalisés avec des matériaux identiques à ceux utilisés au moment de la construction en 1980. La pièce de béton d’un volume de 77 m3 a été coulée en une seule fois en période estivale. Les mesures à l’aide de thermocouples indiquent que la température au cœur du matériau est restée supérieure à 70°C pendant 5 jours, que le refroidissement de la pièce était très lent et que le gradient maximal de température entre la peau et le cœur du béton était de 30 °C.

Cet élément du viaduc, soumis à des venues d’eau, a subi des dégradations par formation différée d’ettringite suivant le mécanisme décrit au paragraphe 3.5. Des travaux récents [BRU 05] montrent que la durée de l’échauffement est aussi un paramètre important. Pour une même formule de béton, il n’a pas été observé de gonflement pour un échauffement de 2 heures à 80 °C (correspondant à un traitement thermique utilisé en préfabrication) ni pour un échauffement de 10 jours à 85 °C alors qu’une forte expansion par formation différée d’ettringite était observé pour un échauffement de 48 heures à 85 °C. Cet effet, d’une durée d’échauffement très courte ou très longue (effet pessimum), a aussi été mentionné dans les travaux de thèse de Pavoine [PAV 03] et de Famy [FAM 99].

3.4.2. Influence des alcalins L’étude du diagramme CaO-Al2O3-CaSO4-Na2O-H2O à 25°C (cf. chapitre 4) montre que la solubilité de l’ettringite augmente considérablement avec la con-

563


centration en NaOH : en l’absence de NaOH, quelques micromoles de sulfate suffisent à stabiliser l’ettringite. En présence de 500 mmoles de sodium, plusieurs dizaines de millimoles sont nécessaires. Cet effet, couplé à celui de la température, nécessite des concentrations en sulfate très élevées pour stabiliser l’ettringite. Les travaux de Brown [BRO 93], qui a étudié des mélanges C3A + gypse et C3A + C3S + gypse dans l’eau pure et dans des solutions de KOH à 25 °C, 45 °C et 65 °C, confirment l’effet retardateur ou inhibiteur des alcalins vis-à-vis de la formation de l’ettringite ainsi que la formation de monosulfoaluminate de calcium. Par ailleurs, le tableau 11.6, dû à Glasser [GLA 96], donne les solubilités calculées de l’ettringite en fonction de la température et de la concentration en Na2O dans le système de phases AFt - Ca(OH)2 - C3AH6 ou AFm, supposées coexistantes [DAM 93]. Ce tableau montre bien l’effet combiné de la température et de la concentration en ions sodium sur la solubilité de l’ettringite et sur les quantités d’ions sulfate dissous. Tableau 11.6 : solubilités calculées de l’ettringite en fonction de la température et de la teneur en sodium,selon Glasser [GLA 96]. SO42– (mg/L)

Ca2+ (mg/L)

Al3+ (mg/L)

25 °C

AFt-Ca(OH)2-C3AH6 [Na] = 0 250 500 1000

0,015 0,384 1,98 11,22

22,0 1,98 0,99 0,44

0,010 0,060 0,122 0,189

50 °C

AFt-Ca(OH)2-AFm [Na] = 0 250 500 1000

0,042 17,94 66,93 222

16,0 1,35 0,841 0,547

0,042 0,103 0,155 0,199

85 °C

AFt-Ca(OH)2-AFm [Na] = 0 250 500 1000

0,41 76,7 184 421

11,33 2,48 2,06 1,70

0,016 0,283 0,354 0,377

t°

Phases coexistantes

Les concentrations de Ca et Al évoluent relativement peu comparativement aux ions sulfate, et les rapports molaires SO4/Ca/Al indiquent que la dissolution est incongruente. Lors du retour à la température ordinaire, la reprécipitation directe

564


de l’ettringite à partir de la phase liquide est limitée par la faible solubilité du calcium et de l’aluminium. Néanmoins, celle-ci se produit nécessairement au contact des phases solides du ciment qui contiennent Ca et Al.

3.5. Les mécanismes de gonflement liés à la formation différée d’ettringite Le processus d’expansion par formation d’ettringite différée n’est pas encore complètement élucidé. Toutefois, le mécanisme proposé par Scrivener et al. [SCR 93, SCR 97, TAY 01] semble assez bien correspondre à la réalité. Ce mécanisme, schématisé par la figure 11.32, est le suivant : l’échauffement du béton (dû à la chaleur d’hydratation ou à l’étuvage) et son maintien pendant une durée relativement longue à une température supérieure à 65 °C, dans des conditions physico-chimiques données (teneurs en SO3, Na2O, C3A) inhibe la formation d’ettringite ou entraîne sa décomposition. Les ions SO42– libérés au cours de cette décomposition sont fixés dans la pâte de ciment en cours d’hydratation, et, plus particulièrement, dans les C-S-H, sous forme d’ions physisorbés et, surtout, sous forme de cristaux nanométriques de monosulfoaluminate de calcium. L’alumine peut être également fixée sous forme d’hydrogrenats. Éventuellement, des phases de type syngénite K2Ca(SO4)2.H2O peuvent aussi être présentes. Les monosulfoaluminates, stables à température élevée, formés aux premiers stades de l’hydratation au cours du cycle thermique subi par le matériau, sont intimement inclus dans les C-S-H externes. Lorsque le béton, en conditions humides, revient à la température ordinaire, la solution interstitielle devient sursaturée par rapport à l’ettringite. Cette dernière peut alors recristalliser sous forme de cristaux nanométriques à micrométriques dispersés dans la pâte de ciment et, en particulier, dans les C-S-H externes. Dans ces CS-H, qui se distinguent des C-S-H internes « pseudomorphiques » immédiatement en contact avec le grain de C3S en cours d’hydratation, la fine porosité, le confinement des cristaux ainsi que les conditions locales de sursaturation, favorisent le développement de pressions de cristallisation élevées lors de la formation différée de l’ettringite. Ceci entraîne un gonflement homogène de la pâte de ciment. Ce gonflement provoque la microfissuration de la pâte de ciment et le déchaussement des granulats. Au cours du temps, du fait de la percolation de l’eau à travers les microfissures, les microcristaux d’ettringite sont redissous et recristallisent dans les espaces libres : – d’abord dans les cavités correspondant aux grains de Hadley qui pourraient constituer de petits vases d’expansion où les microcristaux d’ettringite formés transitoirement dans la très fine porosité des C-S-H en développant des pressions

565


de cristallisation très élevées, de recristalliser plus librement suivant un processus de mûrissement d’Ostwald (cf. figures 11.26 et 11.27, § 3.2). La présence de C4AF et de monosulfoaluminates dans une partie des grains de Hadley y favorise la précipitation de l’ettringite ; – la recristallisation se poursuit dans les fissures et au contact des granulats déchaussés par le gonflement de la pâte de ciment. Ce gonflement, homogène, est engendré par la formation des nanocristaux d’ettringite au sein des C-S-H lors du retour à la température ordinaire, et, éventuellement, par leur recristallisation dans les grains de Hadley. Dans les fissures et sur le pourtour des granulats, le minéral apparaît fréquemment, en section, sous forme de veines caractéristiques de cristaux « palissadiques », illustrés par les figures 11.28 et 11.29 (§ 3.2). Cette ettringite postérieure à l’apparition des fissures, ne serait, a priori, pas expansive. Elle pourrait néanmoins modifier l’état de contrainte en fond de fissures et favoriser les conditions de propagation de celles-ci. 1

2

3 Après échauffement

Pores

1 = noyau anhydre (C3S, C2S) 2 = C–S–H denses 3 = C–S–H microporeux

AFm

AFt Après cure dans l'eau à 20 °C

Porosité croissante pressions de cristallisation décroissantes

Fig.11.32 : mécanisme d’expansion par formation différée d’ettringite, d’après Taylor et al.[TAY 01]. Après échauffement les ions sulfate et aluminate issus de la décomposition de l’ettringite sont piégés dans les C-S-H sous formes d’ions SO42– adsorbés et sous forme de cristaux nanométriques de monosulfoaluminate de calcium hydraté (AFm). La cure dans l’eau à la température ordinaire conduit à la formation de nano et microcristaux d’ettringite (AFt). Les pressions de recristallisation de l’ettringite sont maximales dans les C-S-H internes très denses au contact du noyau anhydre et diminuent lorsque l’on s’éloigne du cœur anhydre.

Le mécanisme proposé par Scrivener et al. est confirmé par les analyses ponctuelles élémentaires par spectrométrie X à dispersion d’énergie associée à la microscopie électronique à balayage, de la pâte de ciment de deux mortiers A et B traités thermiquement, l’un non expansif, l’autre expansif. Ces analyses, effectuées, d’une part, juste après un traitement thermique à 90 °C et, d’autre part, après

566


200 jours de cure humide à température ordinaire, sont illustrées par les figures 11.33a et 11.33b d’après Taylor et al. [TAY 01]. Glasser et al. [GLA 95] propose un mécanisme assez voisin de celui de Scrivener: le gonflement du béton résulte d’une redistribution des sulfates. À haute température, la solution interstitielle concentre la majeure partie des alcalins qui, associés à l’effet de la température, permettent la dissolution de la quasi-totalité des sulfates initialement présents dans le ciment. Au refroidissement, la diffusion des ions sulfate dans la porosité provoque la précipitation d’ettringite quand la solution vient en contact des solides contenant Ca et Al. Ils admettent également que l’expansion est en relation avec la diffusion des ions sulfate et la précipitation d’une ettringite de faible densité dans des régions relativement denses de la pâte de ciment. S/Ca

0,2

S/Ca

0,2

AFt

AFm

AFm 0,15

0,15

0,1

0,1

0,05

0

0,05

Phases exemptes de sulfates

Al/Ca 0

0,05

0,1

0,15

0,2

0,25

0,3

Figure 11.33a : mortier A non expansif.

0

Phases exemptes de sulfates

Al/Ca 0

0,05

0,1

0,15

0,2

0,25

0,3

Fig. 11.33b : mortier B expansif.

Microanalyse ponctuelle par spectrométrie X à dispersion d’énergie des C-S-H externes dans deux mortiers après traitement thermique 12 heures à 90 °C, puis après cure humide de 200 jours à température ordinaire (d’aprèsTaylor et al. [TAY 01]). AFm = monosulfoaluminate ; AFt = ettringite ; z = après traitement thermique ; = après 200 jours de cure humide. Dans le mortier A, immédiatement après traitement thermique (ronds grisés), les C-S-H contiennent S et Al en proportions variables, soit seuls soit en mélange avec le monosulfoaluminate. Au terme de la cure humide (losanges), le mortier A ne manifeste aucun gonflement, les C-S-H ont un rapport S / Ca plus faible (remobilisation des ions sulfate dans la solution interstitielle) et quelques phases telles que les monocarboaluminates ou des hydrogrenats contenant ou non des sulfates, sont observées. Aucune tendance vers la formation d’ettringite n’est observée. Dans le mortier B, immédiatement après traitement thermique (ronds grisés), le rapport S /Ca des C-S-H (0,07) est significativement plus élevé que celui du mortier A (0,05). Au terme de la cure humide (losanges), le mortier montre un gonflement important. Les rapports S /Ca plus élevés correspondent à la formation d’ettringite intimement mélangée aux C-S-H. La partie basse de la figure 11.33b correspond aux C-S-H seuls (rapport S/Ca ~ 0,02) ; la partie intermédiaire correspond aux mélanges C-S-H/ettringite où la proportion d’ettringite peut parfois être élevée. Par ailleurs des dépôts d’ettringite sont observés dans les fissures ou les pores.

567


Bien que ces mécanismes correspondent probablement assez bien à la réalité, ils sont vraisemblablement plus complexes dans le détail et un certain nombre de questions qui pourraient expliquer le comportement particulier de certains bétons, restent en suspens : – la composition des phases AFt, AFm et C-S-H s’écarte généralement des compositions théoriques prises en compte et la substitution des ions sulfate par des ions silicate, carbonate ou hydroxyle dans l’ettringite, peut modifier ses conditions de stabilité. De même, dans les phases AFm, des substitutions d’ions sulfate par des ions OH– pourraient également se produire ; – il est possible également que les phases AFm préexistantes ou formées lors de la décomposition de l’ettringite soient altérées par le traitement thermique et que leur restauration au refroidissement puisse être source d’expansion ; – la possibilité de l’existence d’ettringite amorphisée ayant perdu son eau de structure lors de l’échauffement du béton est également évoquée. La reprise d’eau par le produit amorphe pourrait provoquer un gonflement suivant un processus de répulsion électrostatique entre les particules colloïdales d’ettringite tel que celui qui a été proposé par Mehta [MEH 73]. La figure 11.34 résume le mécanisme de dégradation par formation différée d’ettringite.

568


eFKDXIIHPHQWGXEpWRQW& étuvage ou exothermie naturelle du béton

Dissolution de l'ettringite Ɣ)RUPDWLRQGHQDQRFULVWDX[GHPRQRVXOIRDOXPLQDWH$)P Ɣ$GVRUSWLRQGHVLRQVVXOIDWHHWDOXPLQDWHSDUOHV&±6±+

Retour à la température ordinaire

Milieu humide

3pULRGHGHODWHQFHGHSOXVLHXUVPRLVjSOXVLHXUVDQQpHV SpQpWUDWLRQGHO HDXGLIIXVLRQLRQLTXH Ɣ5HFULVWDOOLVDWLRQGHPLFURFULVWDX[G HWWULQJLWH Ɣ3UHVVLRQVGHJRQIOHPHQWFRQWHQXHVSDUOHPDWpULDX

Période d'accélération Ɣ*RQIOHPHQWKRPRJqQHHWPLFURILVVXUDWLRQGHODSkWHGHFLPHQW Ɣ'pFKDXVVHPHQWGHVJUDQXODWV Ɣ([SDQVLRQHWILVVXUDWLRQGXPDWpULDX

Période de stabilisation ƔeSXLVHPHQWGHVUpDFWLIV Ɣ5HFULVWDOOLVDWLRQG HWWULQJLWHVHFRQGDLUHGDQVOHVILVVXUHV HWDX[LQWHUIDFHVSkWHJUDQXODWV

Figure 11.34 : les différents stades des réactions de dégradation par formation différée d’ettringite.

3.6. Exemples d’ouvrages atteints en France Un bilan d’expertise menée par le Laboratoire central des ponts et chaussées sur des ponts endommagés par formation différée d’ettringite [DIV 03, LCP 07b] a conduit aux résultats du tableau 11.7 qui regroupe pour chacun des ouvrages les valeurs des paramètres principaux. Les résultats de ce tableau tendent à confirmer les conditions de formation différée d’ettringite décrites plus haut : – les températures, calculées en conditions adiabatiques, peuvent atteindre 80 °C au cœur des structures massives, compte tenu des températures extérieures ; – dans tous les cas les zones atteintes étaient en contact avec l’eau.

569


Tableau 11.7 : étude de ponts endommagés par formation différée d’ettringite. Comparaison des paramètres principaux, d’après [LCP 07b]. Pont «A»

Pont «B»

Pont «C»

Pont «D»

Pont «E»

Pont «F»

Pont «G»

Pont «H»

Année de construction

1955

1967

1980

1988

1990

1982

1988

1989

Partie d’ouvrage concernée

Chevêtre

Pile

Chevêtre

Pile

Pile

Chevêtre

Socle de pile

Chevêtre

> 80 août

> 80 inconnue

> 80 août-sept.

> 75 juillet août

> 80 août sept.

> 70 juillet août

> 75 juillet août

> 75 juillet août

2,5 11,2

2,7 9,6

2,6 9,8

2,5 7,0

2,8 8,2

3,2 11

2,2 7,1

3,5 10,1

430 0,50 siliceux

430 0,50 siliceux

380 0,54 siliceux

410 0,46 siliceux

4,3

4,1

2,3

350 0,49 silicocalcaire 3,0

385 0,48 siliceux

2,0



Paramètres liés à la température – T max (°C) – période de bétonnage Paramètres liés au ciment : – SO3 (% massique) – C3A (% massique) Paramètres liés au béton : – dosage en ciment (kg/m3) – rapport E/C – nature des granulats – teneur en Na2O équivalent (kg/m3) Paramètre lié à l’environnement – humidité

Problème étanchéité

3,9

Condensation Absence Soumis Soumis Absence Alternance Zone de Zone de de aux aux de humidification/ marnage marnage drainage intempéries intempéries drainage séchage

Le LCPC a développé un essai qu’il utilise comme moyen de diagnostic et d’évaluation de l’évolution possible d’une réaction dans les ouvrages endommagés par formation différée d’ettringite [LCP 08]. Le principe consiste à prélever des carottes (Φ = 100, L = 200 mm) dans différentes zones plus ou moins altérées de l’ouvrage. La profondeur de carottage est de 60 cm. Les cylindres, équipés de plots suivant trois génératrices, sont conservés en milieu humide. Les variations dimensionnelles sont mesurées à échéances définies à l’aide d’un extensomètre à bille. Un exemple de suivi de l’expansion de carottes de bétons prélevées dans un viaduc dégradé par formation différée d’ettringite est donné par la figure 11.35. Les carottes A et B ont été prélevées dans des zones altérées mais peu fissurées. La carotte C a été prélevée dans une zone altérée très fissurée. Le béton C a atteint son palier de gonflement sur le site et ne montre plus d’expansion significative.

570


Les deux autres bétons montrent un gonflement important significatif d’un potentiel de dégradation ultérieur. Des mesures sont fréquemment effectuées sur l’ouvrage lui-même dont certaines parties peuvent être équipées de plots scellés permettant de suivre les déformations en fonction du temps dans différentes directions. Les techniques utilisées sont la distancemétrie par fil d’invar et par infrarouge ou l’extensométrie [LCP 03].

Expansion (%)

0,4

0,368 %

0,3

0,278 %

0,2

A : peu endommagée B : peu endommagée C : très endommagée

0,1

0,025 % 0

0

50

100

150

200

250

350

Temps (jours)

Figure 11.35 : suivi de l’expansion longitudinale de carottes de béton prélevées dans des parties d’ouvrage faiblement endommagées (A et B) et fortement endommagée (C) par formation différée d’ettringite (extrait de [DIV 03]).

3.7. Réglementation et moyens de lutte Les résultats exposés au paragraphe 3.3 font bien ressortir la complexité du problème de formation différée d’ettringite, la nécessité de prendre en compte l’ensemble des paramètres de la réaction et leur interdépendance, ainsi que la difficulté de leur fixer des seuils applicables dans tous les cas.

3.7.1. Réglementation La norme NF EN 206-1 Béton, Partie 1 : « Spécification, performances, production et conformité » qui définit, en fonction des classes d’exposition, les prescriptions censées garantir la durabilité des structures ou des éléments de structure en béton, ne prévoit aucune disposition spécifique en ce qui concerne les risques de formation différée d’ettringite. La norme NF EN 13230 Applications ferroviaires - Voie - Traverses et supports en béton, Partie 1 : « Prescriptions générales » précise les modalités à respecter en termes de traitement thermique pour éviter les risques de gonflement par for-

571


mation différée d’ettringite. Les prescriptions de cette norme sont rappelées succinctement dans le tableau 11.9 plus loin. La norme NF EN 13369 Règles communes pour les produits préfabriqués en béton, relative au traitement thermique et à la cure des produits structuraux préfabriqués donne les recommandations suivantes : « Dans le cas où un traitement thermique à pression atmosphérique est appliqué au béton pendant sa fabrication afin d’accélérer son durcissement, il doit être démontré par des essais initiaux que la résistance requise est obtenue pour chaque famille de béton » ; « Pour éviter la microfissuration et/ou une mauvaise durabilité, les conditions suivantes doivent être remplies à moins qu’une expérience antérieure positive n’ait montré que ces prescriptions ne sont pas nécessaires : une période de préchauffage adéquate doit être appliquée lorsque le traitement thermique implique une température maximale moyenne supérieure à 40 °C. Quand la température moyenne maximale dépasse 40 °C, les différences de températures entre parties adjacentes des éléments doivent être limitées à 20 °C pendant les périodes de montée en température et de refroidissement » ; « La période de préchauffage et la vitesse de montée en température doivent être documentées » ; « Pendant le chauffage et le refroidissement la température maximale moyenne ne doit pas dépasser les valeurs du tableau 11.8 ci-dessous. Toutefois, des températures supérieures peuvent être acceptées sous réserve que la durabilité du béton sous les conditions environnementales prévues ait été démontrée par une expérience positive à long terme. » Tableau 11.8 : conditions à respecter lors d’une hydratation accélérée suivant la norme NF EN 13369. Environnement des produits

Température maximale moyenne du béton T(a)

À prédominance sèche ou modérément humide

T ≤ 85 °Cb

Humide ou alternance d’humidité et de séchage

T ≤ 65 °C

(a) T est la température maximale moyenne dans le béton, les valeurs individuelles peuvent être supérieures de 5 °C. (b) quand 70 °C < T ≤ 85 °C des essais initiaux doivent avoir démontré que la résistance requise est respectée à 90 jours.

« Pour les environnements humide ou alternance d’humidité et de séchage, en l’absence d’expérience positive à long terme, la pertinence du traitement à plus haute température doit être démontrée. Les limites suivantes peuvent servir de base pour cette démonstration : pour le béton teneur en Na2O équivalent 3,5 kg/m3 ; pour le ciment : teneur en SO3 3,5 % en masse. Dans ce cas, selon le matériau et les condi-

572


tions climatiques, des prescriptions plus sévères peuvent être appliquées au traitement thermique des éléments destinés, dans certaines zones, à être placés à l’extérieur. Les limites précédentes sur Na2O éq. et sur la teneur en SO3 peuvent évoluer ou, des limites sur d’autres composants peuvent être instituées selon les acquis de l’expérience scientifique ou technique. Il convient que les toutes dernières connaissances soient prises en compte. » Le tableau 11.9 publié par Divet [DIV 00] résume les recommandations professionnelles de différents pays en ce qui concerne le traitement thermique. Ces recommandations sont destinées à éviter les fissurations d’origine thermique ainsi que celles qui pourraient être provoquées par la formation différée d’ettringite. Ces règles, très restrictives, s’appliquent quel que soit le type de ciment et de béton. Tableau 11.9 : recommandations de différents pays pour la réalisation des traitements thermiques, d’après Divet [DIV 00]. Température et durée de la période d’attente 30 °C, 3 heures

Vitesse de montée Température maximale en température (°C/heure) critique (°C)

Références

< 20

60

ENV 206

Environnements secs : 30 °C, 3 heures Environnement humide: 40 °C, 4 heures

< 20

Environnement sec : 80 Environnement humide: 60

Comité allemand pour le béton armé

T° ambiante, 4 heures

< 20

70

Département anglais du Transport [Law 90]

30 °C, 3 heures

< 20

60 si SO3 ciment < 2 % 55 si SO3 ciment < 3 % 50 si SO3 ciment < 4 %

EN 13230, 1999

38 °C 2heures

< 14

66

État d’Iowa, [MER 62]

3.7.2. Les recommandations du LCPC Les Recommandations pour la prévention des désordres dus à la réaction sulfatique interne, publiées en 2007 par le LCPC [LCP 07b], propose une démarche préventive en matière de protection contre des risques de formation différée d’ettringite adaptée de celle qui a été mise au point pour la prévention des désordres dus à l’alcali-réaction [LCP 94]. Son objet est « de définir des précautions pour la mise en œuvre et la formulation d’un béton vis-à-vis des risques de réaction sulfatique interne (RSI) susceptibles de se développer pendant la vie de l’ouvrage ».

573


La démarche se fait en deux temps : – détermination du niveau de prévention à atteindre en fonction de la catégorie de l’ouvrage et de sa classe d’exposition ; – orientation vers la (ou les) solutions possibles en fonction du niveau de prévention retenu.

3.7.2.1. Définition des catégories d’ouvrages Il est défini trois catégories d’ouvrages qui sont indiquées dans le tableau 11.10 et dont le choix relève de la responsabilité du maître d’ouvrage. Tableau 11.10 : exemples d’ouvrages ou d’éléments d’ouvrage classés par catégorie, selon [LCP 07b]. Catégorie

Exemples d’ouvrages ou d’éléments d’ouvrage

Ouvrages en béton de classe de résistances inférieures à C 16/20 Catégorie I Éléments non porteurs des bâtiments (conséquences faibles Éléments aisément remplaçables ou acceptables) Ouvrages provisoires La plupart des produits préfabriqués non structurels Catégorie II (conséquences peu tolérables)

Catégorie III (conséquences inacceptables ou quasi inacceptables)

Les éléments porteurs de la plupart des bâtiments et les ouvrages de génie civil (dont les ponts courants) La plupart des produits préfabriqués structurels (y compris les canalisations sous pression) Bâtiments réacteurs de centrales nucléaires et aéroréfrigérants Barrages Tunnels Ponts et viaducs exceptionnels Monuments ou bâtiments de prestige Traverses de chemin de fer

3.7.2.2. Définition des classes d’exposition Trois classes d’exposition notées XH1, XH2 et XH3 définies selon les indications du tableau 11.11 viennent en complément des classes d’exposition définies dans la norme NF EN 206-1. Elles doivent être spécifiées au CCTP (Cahier des clauses techniques particulières) pour chaque partie d’ouvrage.

574


Tableau 11.11 : classes d’exposition de la partie d’ouvrage vis-à-vis de la RSI, selon [LCP 07b]. Classe d’exposition

Description de l’environnement

Exemples informatifs illustrant le choix des classes d’exposition

Sec ou humidité modérée

Partie d’ouvrage en béton située à l’intérieur de bâtiments où le taux d’humidité de l’air ambiant est faible ou moyen Partie d’ouvrage en béton située à l’extérieur et abrité de la pluie

XH2

Alternance d’humidité et de séchage, humidité élevée

Partie d’ouvrage en béton située à l’intérieur de bâtiments ou le taux d’humidité de l’air ambiant est élevé Partie d’ouvrage en béton non protégée par un revêtement et soumis aux intempéries, sans stagnation d’eau à la surface Partie d’ouvrage en béton non protégé par un revêtement et soumise à des condensations fréquentes

XH3

En contact durable avec l’eau : immersion permanente, stagnation d’eau à la surface, zone de marnage

Partie d’ouvrage en béton submergée en permanence dans l’eau Éléments de structures marines Un grand nombre de fondations Partie d’ouvrage en béton régulièrement exposée à des projections d’eau

XH1

3.7.2.3. Définition du niveau de prévention Le croisement entre la catégorie d’ouvrage définie en fonction du risque que l’on est prêt à accepter et la classe d’environnement à laquelle est soumis l’ouvrage ou la partie d’ouvrage, permet de définir un niveau de prévention qui détermine les mesures de précaution à appliquer (tableau 11.12). Tableau 11.12 : choix du niveau de prévention,selon [LCP 07b] : croisement des tableaux 11.10 et 11.11. Catégorie d’ouvrage I

Classe d’expositionde la partie d’ouvrage XH1

XH2

XH3

As

As

As

II

As

Bs

Cs

III

As

Cs

Ds

Quatre niveaux de prévention As, Bs, Cs et Ds sont définis. Leur choix, de la responsabilité du maître d’ouvrage, peut se faire à l’aide du tableau 11.12. Chaque niveau de prévention correspond à un type de précaution à appliquer, la plus importante étant la limitation de la température maximale atteinte par le béton et éventuellement sa durée de maintien. Le tableau 11.13 résume les précautions à prendre pour chacun des niveaux de prévention.

575


Tableau 11.13 : précautions à appliquer en fonction du niveau de prévention. Niveau de prévention

Précautions • Température maximale (Tmax) au sein de l’ouvrage < 85°C

As

• Dépassement jusqu’à 90 °C autorisé si traitement thermique maîtrisé(a) et si durée de dépassement ≤ 4 heures • Température maximale (Tmax) dans le béton < 75°C •Si 75 °C ≤ Tmax < 85 °C, respect d’au moins une des six conditions suivantes : 1) traitement thermique maîtrisé*, durée de maintien à T > 75 °C inférieure à 4 heures, alcalins équivalents actifs du béton < 3 kg/m3 2) utilisation d’un ciment conforme à NF P15-319 (ES) avec dans le cas des CEM I

Bs

Cs

et CEM II/A, alcalins équivalents actifs du béton < 3 kg/m3 3) Utilisation de ciments de type CEM II/B-V, CEM II/B-S, CEM II/B-Q, CEM II/B-M (S-V), CEM III/A ou CEM V avec teneur en SO3 ≤ 3 % et C3A du clinker ≤ 8 % 4) utilisation de CEM I (SO3 ≤ 3 % et C3A ≤ 8 %) + addition de cendres volantes, laitier de haut-fourneau ou pouzzolanes naturelles calcinées en proportion supérieure à 20 % et respectant les exigences de la norme NF EN 206-1 5) critères de l’essai de performance satisfaits 6) pour les éléments préfabriqués : couple béton/échauffement envisagé analogue à un couple béton/échauffement disposant d’au moins 5 références d’emploi (documentées et approuvées par un laboratoire expert indépendant) satisfaisantes dans des lieux différents •Température maximale (Tmax) dans le béton < 70 °C • Si 70 °C ≤ Tmax < 80 °C, respect d’au moins une des six conditions suivantes : 1) traitement thermique maîtrisé*, durée de maintien à T > 70°C inférieure à 4 heures, alcalins actifs du béton < 3 kg/m3 2), 3), 4), 5) et 6) idem Bs

Ds

• Température maximale (Tmax) dans le béton < 65 °C (précaution prioritaire) • Si 65 °C ≤ Tmax < 75 °C, respect des deux conditions suivantes : 1) utilisation d’un ciment conforme à NF P15-319 (ES), avec dans le cas des CEM I et CEM II/A alcalins équivalents actifs du béton < 3 kg/m3 2) validation de la formulation du béton par laboratoire expert indépendant

* Le traitement thermique maîtrisé peut être réalisé en usine de préfabrication ou dans des installations adéquates sur chantier.

3.7.2.4. Dispositions liées à la formulation et au dimensionnement de l’ouvrage, à la formulation et à la fabrication du béton ainsi qu’à sa mise en œuvre ( extraites de [LCP 07b]) Ces dispositions visent à :

576


– éviter les contacts prolongés avec l’eau de la pièce critique1 pendant la durée d’utilisation de la structure ; – limiter la température maximale atteinte au sein du béton des pièces critiques ; – maîtriser le traitement thermique des éléments préfabriqués. Dispositions liées à la conception et au dimensionnement des ouvrages pour éviter les contacts prolongés avec l’eau L’ouvrage doit être conçu de manière à éviter, dans la mesure du possible, de créer des zones d’accumulations et de stagnations d’eau et des cheminements préférentiels dus aux ruissellements, ce qui nécessite de prévoir des profils et des formes de pente permettant une évacuation rapide des eaux. Il est aussi possible de mettre en œuvre des dispositions pour éviter la pénétration d’eau et d’humidité au sein des structures en béton : – soit en assurant l’étanchéité de la pièce critique, – soit en assurant l’étanchéité des éléments de structure abritant la pièce critique et en prévoyant des dispositifs d’évacuation des eaux. C’est notamment le cas avec les tabliers de ponts où il est exigé de mettre en œuvre une chape d’étanchéité2 et de prévoir des dispositifs d’évacuation des eaux qui soient efficaces et entretenus régulièrement. L’application d’un système d’étanchéité (chape) adapté peut permettre de classer l’ouvrage ou la partie d’ouvrage en XH1, mais il faut bien considérer que la pérennité de ce système d’étanchéité nécessite un remplacement régulier de celui-ci. Parmi les autres revêtements susceptibles de limiter la pénétration d’humidité et/ ou d’eau, les plus utilisés sont les revêtements de protection : peintures, revêtements minces, imprégnation… (cf. Guide LCPC Protection des bétons [LCP 02]). L’application d’une peinture est une solution qui n’a qu’une très faible efficacité pour lutter contre les effets de la réaction sulfatique interne et n’est donc pas recommandée. L’application d’un revêtement de protection du béton d’épaisseur plus importante (quelques millimètres) constitue une voie de protection, à condition de faire appel à des systèmes suffisamment étanches (y compris à la vapeur d’eau). Cependant, ce type de revêtement garde son efficacité pendant une durée de vie limitée (de l’ordre de la dizaine d’années…), ce qui nécessite plusieurs 1. Pièce critique : pièce en béton pour laquelle la chaleur dégagée n’est que très partiellement évacuée vers l’extérieur et conduit à une élévation importante de la température du béton. 2. Pour les parties horizontales des tabliers des ponts supportant un trafic routier, le document de référence est le fascicule 67 du CCTG , titre I qui est complété par la procédure d’avis technique du SETRA. Sur les dispositions techniques à mettre en œuvre, le guide STER 81, publié par le SETRA, et ses deux mises à jour sont les documents à utiliser.

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remplacements de celui-ci pendant la durée d’utilisation d’un ouvrage et oriente donc le choix vers les solutions de prévention présentées dans le tableau 11.13. L’application d’un revêtement de protection du béton permet donc d’éviter la réaction en minimisant la pénétration de l’eau dans la structure. C’est une solution qui peut être employée pour accompagner une solution de prévention plus fiable, mais pas pour assurer de façon définitive la prévention d’une RSI. Enfin, dans le cadre de la surveillance des ouvrages, il est nécessaire d’inspecter les parties jugées critiques de façon à détecter les fissures qui peuvent apparaître et laisser pénétrer de l’eau au sein du béton. Il convient alors de traiter ces fissures afin de les étancher ; diverses techniques existent telles que le pontage, l’injection… Pour les autres parties, on pourra consulter le guide LCPC sur la protection du béton cité plus haut, et la note d’information du SETRA [SET] : « Ne pas confondre étanchéité de surface du tablier et protection du béton ». Dans le cas de pièce critique enterrée, les remblais périphériques doivent être équipés de systèmes de drainage canalisant les eaux de ruissellements. Note. L’application d’un bardage peut accompagner une solution de prévention plus fiable, mais il ne constitue pas en lui-même un moyen de prévention suffisant.

Dispositions liées à la conception et au dimensionnement des ouvrages pour réduire l’échauffement du béton Il est recommandé d’éviter les pièces critiques en optimisant conjointement le matériau et la conception de l’élément. Ainsi l’utilisation de bétons à hautes performances peut permettre la réalisation de structures élancées moins sensibles au risque de RSI. Il est, de manière générale, recommandé de dimensionner des structures intégrant des pièces creuses ou, lorsque cela est possible, des pièces élégies. À titre d’exemple, l’ordre de grandeur de l’impact potentiel de l’utilisation d’une pièce creuse sur la température maximale atteinte est le suivant : l’ajout d’un coffrage intérieur à une pile (construction d’une pile creuse à la place d’une pile pleine conduisant à une épaisseur apparente de 0,5 m au lieu de 3 m avec un béton dosé à 350 kg/m3 de CEM I 52,5 N), se traduit par une diminution de la température maximale de 15 °C environ. Dispositions liées à la formulation du béton Le choix du type de ciment et d’addition éventuelle par le prescripteur doit prendre en compte leur influence sur l’échauffement du béton. En effet, le liant sélectionné doit être le moins exothermique possible tout en restant compatible avec les spécifications liées aux classes d’exposition et avec les exigences de résistance au jeune âge du béton (il est souhaitable de définir les spé-

578


cifications de résistance au jeune âge les moins contraignantes possibles voire de ne pas en définir pour les bétonnages qui peuvent poser problème, mais ceci doit bien sûr être intégré dans le planning global). De même, le dosage en liant peut être minimisé tout en permettant de répondre aux exigences d’ouvrabilité, de résistance et de durabilité. L’utilisation de ciments composés et/ou l’incorporation d’additions sont des solutions adaptées pour minimiser l’exothermie du béton. À titre d’exemple, le remplacement dans la formulation du béton d’un ciment CEM I 52,5 N par un CEM III 42,5 N (sur une pièce ayant une épaisseur apparente d’1 m) se traduit par une diminution de la température maximale de 15 °C environ. Dispositions liées à la fabrication et au transport du béton Avant d’examiner les dispositions qu’il est possible d’adopter pour limiter l’échauffement du béton, il est utile de faire un rappel sur un paramètre important: la capacité calorifique du béton. La capacité calorifique du béton est définie comme la quantité de chaleur qu’il est nécessaire d’apporter à une masse unitaire de béton pour élever sa température de 1 °C. Celle-ci dépend de la capacité calorifique de chacun des constituants du béton. Le tableau 11.14 fournit un ordre de grandeur des capacités calorifiques en jeu lorsque l’on fabrique 1 m3 de béton. Tableau 11.14 : capacité calorifique des constituants du béton.. Constituants

Masse (kg)

Capacité calorifique massique (kJ/kg.K)

Capacité calorifique des constituants (kJ/K)

Gravillons calcaires (secs)

1050

0,84

882

Sable silico-calcaire (secs)

750

0,80

600

Ciment

400

0,75

300

Eau totale

200

4,18

836

Total

*

2 618

* D’après L. Divet, ERLPC OA 4.

Ce tableau montre qu’en raison de leur présence en grande quantité les granulats (gravillons + sable) pèsent lourdement en terme de capacité calorifique dans le mélange ; cela signifie qu’un changement de température des granulats provoquera le changement de température le plus important au niveau du mélange. Ce tableau montre également que l’eau de gâchage a un poids important dans la chaleur du mélange, et que sa substitution par de la glace peut entraîner un abaissement

579


significatif de la chaleur du mélange (il faut dans ce cas prendre en compte la chaleur de fusion de la glace qui est de 334 kJ/kg). La température du béton à la mise en œuvre doit être tenue sous contrôle et peut être abaissée par différentes méthodes : – utilisation d’eau de gâchage froide ou réfrigérée ; – refroidissement des granulats (pulvérisation d’eau sur les gravillons) ; – protection des stocks de granulats vis-à-vis de l’ensoleillement ; – substitution d’une partie de l’eau de gâchage par de la glace. Les deux premières méthodes sont relativement simples à mettre en œuvre même si elles nécessitent un matériel adapté qui n’est pas présent en général sur les centrales de béton prêt à l’emploi. L’utilisation de glace est plus délicate et nécessite des installations lourdes. Il faut en particulier recourir à un temps de malaxage prolongé pour garantir une fusion complète. La technique d’injection d’azote liquide dans le malaxeur à béton ou dans la toupie peut être intéressante mais elle est très peu utilisée car très onéreuse et techniquement compliquée. À titre d’exemple, les ordres de grandeur de l’impact potentiel des différents paramètres évoqués ci-dessus sur la température maximale atteinte sont : – avec un gâchage à l’eau froide à 4 °C au lieu de 20 °C, le refroidissement est de 3 °C environ ; – l’arrosage des gravillons avec de l’eau froide permettant d’abaisser leur température de 10 °C, conduit à un refroidissement de 3 °C environ. Note. Il convient de tenir compte de la température du ciment lors de sa livraison. En effet, un ciment qui vient d’être fabriqué en usine peut atteindre une température élevée (à titre indicatif supérieure à 50 °C). À titre d’exemple, une augmentation de 10 °C du ciment élève de 1 °C la température du béton.

Il faut également tenir compte de l’impact du transport et du temps d’attente des camions malaxeurs qui doit être minimisé. Il faut bien sûr s’efforcer de limiter le stationnement en plein soleil des camions malaxeurs. Dispositions liées à la mise en œuvre du béton • Organisation du chantier Les conditions de température ambiante sont difficilement maîtrisables. En particulier, il n’est en général pas possible de choisir la saison du bétonnage étant données les contraintes de planning global du chantier. Toutefois, il peut être préférable de choisir une période de la journée favorable pour minimiser la température du béton frais (fin de journée ou période nocturne).

580


À titre d’exemple, l’ordre de grandeur de l’impact potentiel de ce paramètre sur la température maximale atteinte se traduit, pour un bétonnage nocturne (en période estivale), par une diminution de la température maximale de 5 °C environ. Il est fortement recommandé, sur des pièces de grande dimension, de ne pas faire l’économie des coffrages intérieurs prescrits de façon à ne conserver que les sections effectivement nécessaires à la résistance de la structure (piles de pont par exemple). Il convient aussi d’éviter de créer, pour des facilités d’exécution, des pièces massives alors que les pièces étaient conçues creuses. Pour les pièces de grandes dimensions, il est possible de prévoir un fractionnement du bétonnage en plusieurs phases de telle sorte que les échanges thermiques soient favorisés. Le fractionnement n’est efficace que si un délai conséquent (au moins une semaine) est observé entre les coulages successifs. Il convient cependant de rester dans des limites acceptables permettant de conserver un comportement monolithique de la structure, de positionner les reprises de bétonnage dans les zones adéquates d’un point de vue mécanique, et de respecter les règles de bonne exécution des reprises de bétonnage. • Refroidissement du béton Il est également possible, comme moyen complémentaire, de refroidir le béton après sa mise en œuvre en incorporant des serpentins dans le béton. Ils constituent un circuit de refroidissement dans lequel on fait circuler de l’eau fraîche. Cette méthode doit faire l’objet d’un dimensionnement du système de refroidissement afin d’éviter l’apparition de gradients thermiques à l’intérieur de la masse de béton, notamment au voisinage des tubes, ces gradients pouvant générer des fissures radiales ou tangentielles. En outre, elle n’est réellement efficace que lorsque le béton présente une exothermie modérée ou faible. Dans le cas d’une formule fortement exothermique, non optimisée du point de vue des problèmes thermiques propres à l’élément à bétonner, le dégagement de chaleur (qui est activé par la température) est beaucoup plus rapide que l’évacuation des calories par le circuit de refroidissement. Enfin, la mise en place du circuit de refroidissement se fait en interférence avec les travaux de ferraillage et les délais d’exécution sont augmentés. Le refroidissement dans la masse doit intervenir en dernier recours (notons qu’il est par ailleurs nécessaire au final de reboucher les conduits avec un coulis de ciment). • Choix du coffrage Pour des pièces de taille moyenne, des coffrages favorisant les échanges thermiques peuvent permettre de limiter la température maximale atteinte au sein du béton. À titre d’exemple, un voile de 40 cm bétonné en coffrage bois avec un béton de classe C40/C50 dosé à 400 kg/m3 de CEM I 52, 5R pourra conduire à une éléva-

581


tion de température de 40 °C. Dans le cas d’utilisation de coffrage métallique, cette élévation ne serait plus que de 35 °C. Dispositions spécifiques à la préfabrication La nécessité de réduire la durée d’immobilisation des moyens de production et d’augmenter le nombre de fabrications journalières fait que l’on peut être conduit à accélérer, au moyen d’un apport extérieur de chaleur, les différentes réactions chimiques intervenant dans le processus de durcissement du béton. Le durcissement du béton est accéléré pour procurer au béton des résistances mécaniques suffisantes pour, selon les cas, le démoulage, la manutention, le relâchement des armatures de précontrainte ou encore les traitements d’aspect. En règle générale, le traitement thermique et les moyens utilisés pour l’appliquer doivent être déterminés en prenant en compte la géométrie et les dimensions des éléments, la composition du béton, sa plasticité ainsi que les conditions de fabrication de façon à ce que le démoulage, la mise en précontrainte, le levage ou le transport des éléments puissent être effectués en fin de traitement. En outre, les modalités de traitement doivent être étudiées en tenant compte des conditions d’ambiance thermohygrométriques de la production et du stockage, de façon à éviter tout choc thermique ainsi que l’apparition de fissures ou de défauts de surface nuisibles à la durabilité du béton ou à l’aspect des éléments. Dans sa forme la plus générale, un cycle thermique comporte quatre phases (figure 11.36), définies chacune par un couple durée/température ou bien par une vitesse : – la phase de prétraitement ; – la phase de montée en température ; – la phase de maintien à la température du palier ; – et la phase de refroidissement. Des essais préalables sont réalisés pour optimiser chacune des phases. T (°C)

Cycle théorique Cycle pratique

Tp Gm

Gr

To

Prétraitement

t1

t2

Montée en température

t3 Phase de palier

t4 Refroidissement

Figure 11.36 : forme générale d’un cycle.

582


• Phase de prétraitement

Durée du prétraitement (heure)

La phase de prétraitement est destinée à procurer au béton une cohésion suffisante pour qu’il puisse absorber les efforts internes occasionnés par la dilatation thermique de ses constituants, en particulier de l’eau et de l’air, au moment de l’élévation en température. La période de prétraitement doit être d’autant plus longue que la vitesse de montée en température de la phase qui va lui succéder est élevée et que la prise du béton est lente (figure 11.37).

5h 4h 3h 2h

en

fi

15

°C

lax

ma

ra

pé

m Te

e tur

e nd

e ag

20

Ciment CEM I 52,5 N

°C

C

30 °

30 °C

1h

10

20

30

Ciment CEM I 52,5 R

40

Vitesse de montée en température de la seconde phase (°C/h)

Figure 11.37 : influence du type de ciment et de la vitesse de montée en température sur la durée de la phase de prétraitement.

• Phase de montée en température La vitesse de montée en température doit être telle que les efforts dus à la dilatation développés dans l’élément, soient absorbés à tout moment par le béton, qui se rigidifie progressivement. La figure 11.38 donne, à titre indicatif, l’ordre de grandeur de la vitesse maximale de montée en température Gm (en °C/h) en fonction du « rayon maximal d’étuvage » Remax (en cm) illustré par la figure 11.39.

583


Gm max (°C/h)

40

30

20

10

0 0

5

10

15

20

25

30

35

40

Re max (cm)

Figure 11.38 : valeurs du gradient thermique Gmmax en fonction du rayon d’étuvage Remax. Définition de Remax : considérant l’ensemble des distances les plus courtes qui séparent chaque point du béton du parement chauffé, le Remax correspond à la plus grande de ces distances (figure 11.39).

Remax a

Remax 10 cm

T

40

b

T 20

R (e)max = a (a > b)

Figure 11.39 : Exemples de définition du rayon maximal d’étuvage Remax.

• Phase de maintien à la température du palier La durée et la température de cette phase au cours de laquelle le processus de durcissement du béton (amorcé lors de la précédente période) se poursuit, dépendent: – de la maturité acquise par le béton en fin de phase de montée en température ; – du nombre de fabrications journalières ; – de la résistance que l’on cherche à obtenir. La durée du palier dépend de la température du palier. Elle est généralement comprise entre 1 et 3 heures pour 85 °C, 4 et 12 heures pour 65 °C. Sur le plan nor-

584


matif, la norme NF EN 13369 précise la température maximale du béton en fonction de l’environnement dans lequel sera exposé l’élément préfabriqué. Au cours de cette phase, il est nécessaire de veiller tout particulièrement aux précautions permettant d’éviter la dessiccation du béton de manière à ce que l’hydratation s’effectue de façon aussi complète que possible. Il faut aussi s’assurer que les températures entre les différents points des grands éléments ou entre les différents produits soumis au même traitement, restent proches et homogènes pour obtenir des niveaux de résistance identiques et éviter les conséquences néfastes des dilatations différentielles. • Phase de refroidissement Le refroidissement doit être également réalisé de façon homogène. Les désordres sont en effet plus imputables aux différences de température qui existent entre les différents points d’un produit qu’à la vitesse de refroidissement elle-même. La vitesse de refroidissement de la surface est supérieure à celle au cœur. Des risques de fissuration existent lorsque la différence de température entre le cœur du produit et sa surface est supérieure à 15 °C. La figure 11.40 représente un exemple de cycle thermique appliqué à une formulation de BAP. La température maximale atteinte au cœur du béton est pour le premier cycle de 68 °C. Les résistances mécaniques à la compression obtenues sur des éprouvettes cylindriques 11 × 22 à 18 heures et 28 jours sont respectivement égales à 39 et 59,5 MPa. 80

T (°C)

60 40

Consigne étuve Cœur éprouvette

20 0 0

5

10

15

t (heures)

Figure 11.40 : exemple de cycle thermique.

3.7.3. Qualification d’une formule de béton vis-à-vis des risques de dégradation par formation différée d’ettringite En raison de la multiplicité des facteurs, l’approche analytique peut être avantageusement complétée par un essai de performance des formules de béton envisagées pour la construction des ouvrages.

585


Cet essai de « réactivité potentielle d’une formule de béton vis-à-vis d’une réaction sulfatique interne » proposé dans le cadre du travail de thèse d’A. Pavoine [PAV 03], fait l’objet d’un mode opératoire réalisé par le Laboratoire central des ponts et chaussées [LCP 07a]. Il a également donné lieu à des tests interlaboratoires. Pour un cycle thermique donné, la sensibilité d’une formule de béton vis-à-vis de la réaction sulfatique interne est mesurée par un essai de gonflement. Cet essai comporte quatre phases : – fabrication des corps d’épreuve : soit des cylindres de dimensions Φ = 110 × L = 220 mm, soit des prismes de dimensions 70 × 70 × 282 mm ; – traitement thermique : simulation en laboratoire de l’échauffement auquel sera soumis le béton dans la réalité (traitement thermique en préfabrication ou échauffement lié à l’hydratation du ciment dans le cas des pièces massives) ; – cycles de séchage (température = 38 ± 2 °C et d’humidité relative < 30 %) et humidification (immersion dans de l’eau à 20 ± 2°C). Cette phase a pour but d’accélérer les transferts de matières dans les éprouvettes et l’avancement des réactions ; – immersion définitive dans de l’eau à 20 ± 2 °C au cours de laquelle les mesures de gonflement sont effectuées permettant d’évaluer le caractère potentiellement réactif ou non du couple béton/échauffement. Tableau 11.15 : composition des deux ciments utilises dans les bétons soumis aux tests interlaboratoires (% massiques).

C3S C2S C3A C4AF Na2O éq. SO3 Finesse en cm2/g

Ciment A

Ciment C

55 23 6,1 10,2 0,9 3,22 3930

64 15,6 3,9 5,6 0,27 2,35 3450

Tableau 11.16 : formulation des bétons soumis aux tests interlaboratoires (en kg/m3).

Gravillon 8 /12,5 mm Gravillon 4/8 mm Sable 2/4 mm Sable 1/4 mm Sable 0,315/1 mm Sable 0/0,315 mm Ciment A Ciment B Eau

Béton A

Béton C

907 195 202 189 180 98 424 0 201

910 196 202 190 181 98 0 425 197

Les premiers résultats des tests interlaboratoires réalisés sur deux bétons de formule identique fabriqués avec deux ciments différents (tableaux 11.15 et 11.16) ont montré que l’essai permettait de discriminer la formule où un risque de formation différée d’ettringite existait, l’autre formule étant a priori non réactive. Les résultats bruts de 13 laboratoires, présentés lors du colloque de clôture des travaux du groupe de travail AFGC-RGCU « GranDuBé » [AFG 07b] sont schéma-

586


tisés par la figure 11.41. Les deux bétons se distinguent essentiellement par leur teneur en alcalins, en SO3 et en aluminates, beaucoup plus élevées dans le béton potentiellement expansif. 0,6

Allongement (%)

0,5 0,4 0,3

Béton A

0,2 0,1

Béton B

0 0

Temps (jours)

600

Figure 11.41 enveloppe des variations dimensionnelles moyennes en % mesurées sur les bétons A (potentiellement expansif) et B (non expansif), d’après [AFG 06b]. Essais interlaboratoires suivant la méthode LPC 66 [LCP 07a]. Échauffement des bétons à 80 °C pendant 10 heures. Dans le cas présenté, le comportement des deux bétons est bien discriminé par l’essai. On observe toutefois que le fuseau englobant l’ensemble des courbes obtenues dans le cas du béton A est large. La forte dispersion est en relation, d’une part, avec les valeurs très élevées du gonflement mesurées après plus d’un an et de conservation dans l’eau à 20 °C, et, d’autre, part avec certaines inhomogénéités dans les modes opératoires pratiqués à l’époque par les différents laboratoires.

En résumé : L’ettringite de formation différée ou réaction sulfatique interne (RSI) doit être distinguée des autres formes d’ettringite (ettringite primaire et ettringites secondaires) en raison des conditions très spécifiques de sa formation : décomposition thermique lors de la prise et du durcissement, recristallisation différée (échelonnée sur plusieurs années) au sein des C-S-H avec expansion et fissuration de la pâte de ciment. Les paramètres dont dépend la formation différée d’ettringite sont nombreux et interdépendants : – environnement : présence d’eau ou humidité relative élevée, température extérieure lors de la mise en œuvre du béton frais ; – échauffement du béton : T > 65 °C et temps de maintien à la température maximale significatif ; – composition chimique et minéralogique du ciment et du béton : teneurs en SO3 et C3A du ciment, Na2O équivalent du béton ; – formulation du béton qui détermine son exothermie : type de ciment, usage éventuel d’additions, dosage en ciment.

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4. RÉACTIONS COUPLÉES : ALCALI-RÉACTION ET FORMATION D’ETTRINGITE 4.1. Les données de l’observation : coexistence de produits d’alcaliréaction et d’ettringite1 L’analyse minéralogique des bétons endommagés par alcali-réaction révèle fréquemment la coexistence de gels silico-calco-alcalins et d’ettringite. Cette ettringite peut avoir différentes origines dont dépend son caractère expansif ou non : – ettringite issue de la réaction normale du C3A avec le régulateur de prise (gypse, hémi-hydrate, anhydrite) qui a pu subir au cours du temps un certain nombre de cycles de dissolution/recristallisation favorisés par la percolation d’eau à travers les fissures provoquées par les poussées des gels d’alcali-réaction. Cette ettringite secondaire qui a précipité librement dans les vides et les fissures préexistantes, ne génère pas d’expansion. Elle se présente en cristaux aciculaires plus ou moins bien exprimés. La consommation des alcalins de la solution interstitielle par les gels silico-alcalins et silico-calco-alcalins peut réduire la solubilité de l’ettringite et favoriser sa précipitation ; – ettringite de formation secondaire résultant d’une attaque sulfatique externe associée à une alcali-réaction. Cette ettringite, en cristaux moins bien exprimés et pouvant se présenter en amas massifs d’aspect plus ou moins amorphe, peut générer de l’expansion. Les deux réactions, qui conduisent à la fissuration du matériau, se renforcent mutuellement ; – ettringite de formation différée associée à l’alcali-réaction dans les bétons ayant subi une cure thermique ou dans les bétons de masse à forte exothermie. Il est parfois difficile dans ce cas de faire la part des deux réactions. L’alcali-réaction se produit dans les bétons renfermant une teneur en alcalins relativement élevée. Les alcalins et l’élévation de température augmentent la solubilité de l’ettringite : l’ettringite primaire de formation précoce est dissoute ou ne se forme pas. Lors du retour à la température ordinaire, et suivant les mécanismes décrits plus haut, l’ettringite, décomposée en ions sulfate adsorbés par les C-S-H et en microcristaux de monosulfoaluminate, existe à l’état potentiel dans la pâte de ciment durcie, les alcalins demeurant en majeure partie dans la solution interstitielle du béton et donc disponibles pour l’alcali-réaction. En conditions humides, nécessaires aux deux réactions, la précipitation différée d’ettringite pourra se produire, de même que le processus d’alcali-réaction pourra s’amorcer. La consommation des alcalins par les gels d’alcali-réaction, devrait en principe 1. Pour la reconnaissance des différents faciès de l’ettringite et des gels d’alcali-réaction on pourra se reporter au document élaboré par le groupe de travail AFGC-RGCU « Dégradations du béton liées à laction des sulfates et aux phénomènes d’alcali-réaction » [AFG 07a].

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favoriser la précipitation différée de l’ettringite existant à l’état potentiel dans la pâte de ciment durcie dont elle provoque la microfissuration. Il y lieu de rappeler que, suivant le mécanisme proposé par Taylor et al. [TAY 01], l’ettringite secondaire visible autour des granulats déchaussés et dans les fissures, n’intervient pas (ou très peu) dans le gonflement du matériau. En raison de sa taille nanométrique, l’ettringite responsable du gonflement de la pâte de ciment n’est pas visible par les méthodes microscopiques traditionnelles ; elle est également difficilement détectable par diffraction des rayons X. Les cas de réactions couplées alcali-réaction/formation différée d’ettringite les plus fréquemment cités sont ceux de bétons contenant des granulats potentiellement réactifs et ayant subi un étuvage. Des fissurations importantes apparaissent après plusieurs mois ou plusieurs années, et la question relative au rôle joué par chacune des deux réactions reste controversée. Certains auteurs attribuent le rôle majeur à la formation différée d’ettringite, l’alcali-réaction n’ayant qu’un rôle mineur, et inversement. Shayan et al. [SHA 91, SHA 96] ont testé des mortiers dans lesquels les deux réactions pouvaient se produire soit séparément, soit simultanément. Des éprouvettes ont été conservées à 40 °C, d’autres étuvées à 75 °C pendant 8 heures puis stockées à 40 °C et 100 % d’humidité relative. Les mesures d’allongement effectuées tendent à montrer que l’alcali-réaction est la première cause des dommages mais que dans certains cas la formation différée d’ettringite peut être une cause supplémentaire. Cependant, en l’absence d’alcali-réaction, la formation différée d’ettringite n’est pas observée et les auteurs concluent au rôle majeur de l’alcaliréaction dans la fissuration du béton. La formation différée d’ettringite ne provoquerait pas de dégradations dans le cas des traverses de chemin de fer qu’ils ont étudiées ; seule l’alcali-réaction serait en cause. L’absence d’ettringite de formation différée observée par Shayan et al. en l’absence d’alcali-réaction peut s’expliquer, au moins en partie, par la disponibilité des ions alcalins qui, associée à l’effet de la température de conservation des mortiers, favorise la solubilisation de l’ettringite. Ceci tend à être confirmé par les études effectuées par Oberholster et al. [OBE 92] sur des traverses de chemin de fer traitées thermiquement, confectionnées avec des granulats réactifs (granite et quartzite) et non réactifs (dolérite) : des gels d’alcal-réaction et de l’ettringite, associés à des fissurations, sont observés dans les bétons contenant les granulats réactifs. L’ettingite seule est observée dans les bétons de dolérite non fissurés. Les auteurs concluent que la réaction de formation différée d’ettringite est une cause du gonflement des bétons, mais que l’alcaliréaction serait ici une condition préalable.

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Si l’on prend en considération tout ce qui a été dit précédemment, l’occurrence d’une réaction alcali-silice, consommatrice d’alcalins, favorise la formation d’ettringite. En ce qui concerne la prédominance de l’une des réactions sur l’autre, tout dépend probablement des paramètres relatifs à chacune des réactions (composition chimique du béton et du ciment, formulation du béton, humidité, cycle thermique…) et, en particulier, de la cinétique de réaction plus ou moins rapide ou lente des granulats considérés. En tout état de cause, si les conditions nécessaires aux deux réactions sont satisfaites, il est vraisemblable qu’elles pourront se produire toutes deux et se renforcer mutuellement. La fissuration provoquée par l’ettringite favorisera la pénétration de l’humidité nécessaire à l’alcali-réaction. L’alcali-réaction qui engendre également des fissurations et qui, de plus, consomme des alcalins, favorisera l’accès de l’eau dans le matériau et la recristallisation différée d’ettringite expansive au sein de la pâte de ciment, puis d’ettringite secondaire dans les fissures du béton.

4.2. Conditions de stabilité de l’ettringite dans les solutions silico-alcalines La question relative à l’influence d’une réaction alcali-silice sur la formation différée d’ettringite n’est pas totalement résolue. Différents scenarii sont proposés : – suivant Jones et Poole [JON 87] la nucléation de l’ettringite se ferait préférentiellement sur les gels d’alcali-réaction qui constitueraient un milieu de croissance privilégié ; – suivant ce qui a été dit précédemment, la diminution de la concentration en alcalins consommés par l’alcali-réaction devrait favoriser la formation de l’ettringite dont la solubilité diminue avec la concentration en alcalins, toutes choses égales par ailleurs. C’est ce qui est généralement constaté dans les études effectuées sur ce sujet [BRO 93, SHI 04] ; – la microfissuration due à l’alcali-réaction favorise l’accès de l’humidité dans le matériau et la précipitation de l’ettringite. Toutefois, les travaux de Michaux et al. [MIC 97] réalisés sur des mélanges synthétiques d’ettringite, de C3A et de gypse au contact de solutions de silicate de soude plus ou moins concentrées, considèrent les choses un peu différemment : les résultats de ces travaux montrent que l’ettringite et plus généralement les sulfoaluminates de calcium hydratés ne sont pas stables au contact des solutions de silicate de concentration supérieure à quelques mmoles (35 mmoles/l dans leurs essais). Pour les concentrations supérieures les mélanges C3A-gypse donnent naissance à des produits amorphes silico-alumino-calciques voisins des gels d’alcali-réaction. La mise en contact directe d’ettringite avec les mêmes solutions

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conduit à la formation des mêmes produits amorphes. Ils en concluent que dans les bétons contenant des granulats potentiellement réactifs et ayant une teneur en alcalins élevée (au moins 1 % de Na2O équivalent), les sulfoaluminates ne peuvent pas être stables au contact de la solution concentrée en ions silicate générée par l’attaque de la silice réactive des granulats. Suivant ces mécanismes, les ions sulfate restent libres dans la solution interstitielle et peuvent diffuser dans le matériau où ils sont susceptibles de donner lieu à formation d’ettringite, si localement la concentration en ions silicate est suffisamment basse et si des ions calcium et aluminate sont disponibles. Mais, dans les systèmes cimentaires réels les phénomènes d’échanges dynamiques entre phases solides et liquides sont importants et peuvent se produire dans des conditions locales de concentration qui s’écartent plus ou moins des conditions moyennes. On ne connaît pas non plus l’influence de la nature de l’ion silicate dont les degrés d’ionisation et de polymérisation sont variables, sur la dissolution de l’ettringite. Par ailleurs, la mise en contact d’une solution de silicate avec l’hydroxyde de calcium provoque instantanément la coagulation de la solution et la formation d’un gel [WEN 89]. Dans un béton de ciment Portland où la teneur en Ca(OH)2 est relativement élevée, cela entraîne la consommation rapide des ions silicate. Sauf peut-être au contact direct du granulat, la concentration en silice de la solution est alors vraisemblablement suffisamment faible pour permettre à l’ettringite de cristalliser. C’est ce qui est observé dans les bétons endommagés où l’ettringite peut se trouver en contact et même prendre naissance sur les gels d’alcali-réaction. En résumé : L’ettringite est presque toujours observée dans les bétons atteints d’alcali-réaction. Suivant son origine, cette ettringite peut générer ou non de l’expansion : – ettringite primaire non expansive provenant de la réaction du gypse avec le C3A aux premiers stades de l’hydratation ; – ettringite secondaire non expansive résultant de la recristallisation d’ettringite primaire ou d’autres formes d’ettringite au cours de l’histoire du béton ; – ettringite secondaire résultant d’une attaque sulfatique externe associée à l’alcali-réaction ; – ettringite secondaire observée dans des bétons de masse ou dans les bétons ayant subi une cure thermique : sa distribution autour des granulats déchaussés par l’expansion de la pâte de ciment peut être un signe de reconnaissance des réactions sulfatiques internes. Bien qu’associée à l’ettringite de formation différée à l’origine du gonflement de la pâte de ciment , elle ne doit pas être confondue avec cette dernière, difficilement détectable par les méthodes microscopiques traditionnelles. Cette ettringite secondaire intervient peu sur l’expansion.

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En cas de réactions simultanées ettringite de formation différée/alcali-réaction, la distinction de l’importance relative de chacune des deux réactions est délicate. Les deux réactions se renforcent mutuellement mais le résultat dépend vraisemblablement de leurs cinétiques relatives. En tout état de cause, la consommation des alcalins lors de la formation des gels d’alcali-réaction est de nature à réduire la solubilité de l’ettringite et donc à favoriser sa précipitation.

5. CONCLUSION GÉNÉRALE Les deux principaux types de réactions endogènes ont été présentés : alcali-réaction, d’une part, et réaction de formation différée d’ettringite, d’autre part. Il s’agit de réactions complexes mettant en jeu de nombreux paramètres interdépendants : conditions d’échauffement, caractéristiques chimiques et minéralogiques du ciment et du béton, formule du béton, environnement. En ce qui concerne l’alcali-réaction et, en particulier, les réactions alcali-silice, qui sont les plus fréquentes en France, les mécanismes commencent à être assez bien connus ou, tout au moins, les normes et recommandations existantes permettent-elles de concevoir des bétons durables de ce point de vue et de minimiser autant que possible les risques potentiels. Le problème le plus important reste certainement le traitement des ouvrages atteints pour lesquels se pose la question des moyens de traitement et de réparation. Mais, là aussi, bien que cette question ne soit pas résolue, la mise en œuvre de solutions simples de protection contre les venues d’eau permet, si ce n’est d’inhiber la réaction, tout au moins de la ralentir. De plus, le développement des méthodes de diagnostic associées à l’utilisation de modèles mathématiques intégrant à la fois les paramètres physico-chimiques de la réaction à l’échelle du matériau et leurs effets sur le comportement mécanique de la structure, permettent des prédictions de plus en plus raisonnables et apportent aux gestionnaires d’ouvrage la possibilité d’une gestion rationnelle et économique des problèmes qu’ils peuvent rencontrer. En ce qui concerne la formation différée d’ettringite, malgré l’existence de nombreuses publications sur le sujet, les mécanismes mis en jeu ainsi que les valeurs seuils à adopter pour les paramètres déterminants de cette réaction, font encore l’objet de discussions. La difficulté est due à la grande complexité et à l’interactivité des phénomènes qui interviennent. Toutefois, des efforts importants ont été faits dans le domaine de la recherche et du diagnostic qui ont abouti à la publication, en 2007, par le LCPC, de Recommandations pour la prévention des désordres dus à la réaction sulfatique interne.

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En ce qui concerne les réactions couplées alcali-réaction/formation différée d’ettringite, rencontrées principalement dans le cas de bétons étuvés contenant des granulats potentiellement réactifs, ces deux réactions, qui conduisent toutes deux à des fissurations, peuvent se renforcer mutuellement en favorisant les transferts dans le matériau. L’ettringite au contact de gels d’alcali-réaction est également souvent observée dans les bétons n’ayant pas subi d’échauffement important. Il s’agit dans ce cas d’ettringite secondaire, pouvant générer de l’expansion ou non, selon qu’il y a apport ou non de sulfates du milieu extérieur. Bibliographie Ouvrages, normes et recommandations [1] Groupe d’experts scientifiques de l’OCDE – Durabilité des ponts routiers en béton, Organisation de coopération et de développement économiques, Paris, 1989. [2] Proceedings of the Seminar on alkali-silica reaction, Koge, Aalborg Portland Research and Development, 1974. [3] Proceedings of the Symposium on alkali-aggregate reaction. Preventive measures, Reykjavik, Icelandic Building Research Institute and the State Cement Works, Iceland, 1975. [4] Proceedings of the 3rd International Meeting on the effects of alkalis on the properties of concrete, London, Cement and Concrete Association, 1976. [5] Proceedings of the 4th International Conference on the effects of alkalis in cement and concrete, Publication n° CE-MAT-1-78, School of Civil Engineering, Purdue University, West Lafayette, IN, 1978. [6] Proceedings of the 5th International Conference on alkali-aggregate reaction in concrete, Cape Town, National Building Research Institute of the CSIR, Pretoria, S 252, 1981. [7] Proceedings of the 6th International Conference on alkalis in concrete. Research and Practice, Copenhagen, Idorn G.M. and Rostam S. eds, Danish Concrete Association, 1983. [8] Proceedings of the 7th International Conference on concrete alkali-aggregate reactions, Ottawa, 1986, Grattan-Bellew P.E. ed., Noyes Publications, Park Ridge, NJ, 1987. [9] Proceedings of the 8th International Conference on alkali-aggregate reaction, Kyoto, Okada K., Nishibayashi S. and Kawamura M. eds, Elsevier Applied Science, 1989. [10] Proceedings of the 9th International Conference on alkali-aggregate reaction in concrete, London, The Concrete Society, 1992. [11] Proceedings of the 10th International Conference on alkali-aggregate reaction in concrete, Melbourne, Shayan A. ed., 1996. [12] Proceeding of the 11th International Conference on alkali-aggregate reaction in concrete, Quebec City, Bérubé M.A., Fournier B., Durand B. eds., 2000. [13] Proceedings of the 12th International Conference on alkali-aggregate reaction in concrete, Beijing, Tang M., Deng M. ed., 2004.

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606


ANNEXES A.1. Séquence des réactions de formation d’un gel d’alcali-réaction, d’après [HOU 04] Hou et al. proposent la séquence ci-après : – l’hydratation du ciment forme de la portlandite et un C-S-H riche en Ca dépolymérisé (I) ; – augmentation des alcalins et du pH, attaque du granulat réactif par les OH– ; – épuisement de la silice relarguée par combinaison à la portlandite, ce qui entraîne la formation de C-S-H jusqu’à ce qu’il ne reste plus localement de portlandite ; – consommation de la silice qui continue à être libérée, par réaction avec le C-S-H (I) et formation conséquente d’un C-S-H riche en Si, polymérisé ; – enfin, accroissement de la concentration de la solution interstitielle en silice et gélification en un gel A-S-H (gel contenant des alcalins A). En fait, jusqu’à la formation du gel silico-alcalin A-S-H, cette séquence est identique à celle de la réaction pouzzolanique. A.2. Stratégie ISE de détermination du niveau de détérioration structurale et des mesures à prendre, d’après [DOR 89] Conditions d’humidité

Sèches

Intermédiaires

Humides

Classe de ferraillage

Niveau d’expansion due à l’alcali-réaction, en 10–3 I < 0,6

II 0,6 à 0,9

III 0,9 à 1,5

IV 1,5 à 2,5

V > 2,5

1

A

A

A

B

B

B

C

C

D

2

A

A

A

B

B

B

C

D

E

E E

3

A

A

A

B

B

C

C

D

E

E

1

A

A

A

B

B

C

C

D

E

E

2

A

A

B

B

C

C

D

E

E

E

3

A

A

B

B

C

D

D

E

E

E

1

A

A

B

C

C

D

D

E

E

E

2

A

A

C

C

D

D

E

E

E

E

3

A

B

C

C

D

D

E

E

E

E

Faible Sign. Faible

Sign.

Faible Sign. Faible Sign. Faible Sign.

Niveau de conséquence des détériorations

Le niveau de détérioration structurale (de A à E) et la conduite à tenir en conséquence sont fixés en fonction de quatre paramètres d’entrée. • Conditions d’humidité : sèches, intermédiaires ou humides ; • Classe de ferraillage : – classe 1 : réseau tridimensionnel où les aciers d’armatures sont très bien ancrés, – classe 2 : réseau tridimensionnel avec ancrage conventionnel des armatures,

607


– classe 3 : réseau uni- ou bidimensionnel ou réseau tridimensionnel avec ancrage des armatures qui laisse à désirer; • Niveau d’expansion : cumul de l’expansion actuelle et de l’expansion future prévisible à partir d’essais de gonflement sur carottes; • Niveau de conséquence des dégâts structuraux. Il sera qualifié de faible si ceux-ci ne risquent pas d’entraîner de conséquences sérieuses ou s’ils sont localisés à des endroits de l’ouvrage où aucune situation fâcheuse ne peut normalement se produire, et de significatif s’il y a risque d’accidents ou de dommages sérieux à la propriété d’autrui. Le tableau indique alors le niveau de détérioration (A à E) et les mesures à prendre: A – faible : inspections de routine ; B – modéré : inspections tous les trois ans, évolution de la fissuration, essais sur carottes de béton ; C – sérieux : inspections annuelles, évolution de la fissuration, essais sur carottes de béton ; D – sévère : inspections trimestrielles, instrumentations in situ, essais en laboratoire sur carottes, renforcements structuraux et réduction des charges au besoin, protection contre l’humidité ; E – très sévère : intervention immédiate, études spécialisées et détaillées de stabilité (essais de chargement in situ, par exemple).

608


A.3. Gestion des ponts atteints par l’alcali-réaction (ministère des Transports hollandais), d’après [J. Bakker]

Expansions localisées ?

N

N

Pas d'action

RECHERCHE des causes

RESULTATS

O Même comportement d'autres ponts ? O

N

O

O

Cause connue ?

Expansion globale du tablier de pont ?

N

(incident)

(problème structural)

Problème possible de sécurité de l'ouvrage

N

N

Problème possible de sécurité de l'ouvrage

O Inspection détaillée des autres ponts

Possibilité de renforcer la structure

O

PAS D'ACTION

N

RÉDUIRE le trafic N ou REMPLACER la structure

MESURE DE RÉHABILITATION

O

Possibilité de réhabiliter la structure

O

609


A.4. Logigramme décisionnel LCPC, d’après [24]

610


A.5. Démarche proposée par la spécification RILEM AAR-7 pour minimiser les risques de désordre, d’après [30] DÉBUT

Décider du niveau de risque approprié à la structure

S1 Risque faible

S2 Risque normal

1

S3 Risque élevé

Caractériser l'environnement E1 Protégé

E2 Exposé

E3 Exposé+

E3 Exposé+

2 E2 Exposé

E1 Protégé

Déduire le niveau de protection P2 Normal

P1

Pas de précaution

P2 Normal

P3 Spécial

3 P3 Spécial

P2* Normal+

Choix des mesures de précaution

une, au choix

deux, au choix

4

une, au choix

M4 Modifier les propriétés du gel

M3 Réduire l'accès d'humidité M2 Eviter le taux critique de silice réactive M1 Restreindre les alcalins

Taux alcalins du béton

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Ciment "low-alkali"

Additions minérales

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611

CHAPITRE 12

La durabilité des bétons vis-a-vis des environnements chimiquement agressifs G. ESCADEILLAS, H. HORNAIN

Résumé L’attaque chimique du béton résulte essentiellement des réactions de dissolution/ précipitation qui se produisent lorsque les éléments agressifs, par diffusion ionique ou par perméation de la solution, viennent en contact avec les hydrates calciques du ciment : dissolution de l’hydroxyde de calcium ou lixiviation de la chaux des C-S-H, précipitation de composés nouveaux nocifs ou non. Les paramètres qui régissent ces phénomènes sont nombreux et complexes : chimie et minéralogie du béton, sa microstructure dont dépendent les propriétés de transfert (perméabilité, diffusivité), conditions environnementales. Les principaux milieux agressifs ainsi que les mécanismes d’attaque qui leur sont associés, sont passés en revue. Un développement relativement important est consacré aux milieux les plus courants : eau pure, acides, sulfates, eau de mer et eaux usées. Les autres milieux : nitrates, chlorures, substances organiques sont également abordés.

613


L’approche phénoménologique qui montre que le béton fabriqué et mis en place conformément aux règles de l’art est un matériau normalement durable si ses qualités intrinsèques (compacité, perméabilité, diffusivité) sont adaptées au milieu auquel il est exposé pendant la durée d’utilisation de la structure, est complétée par une approche normative traitant : – des recommandations générales et spécifiques pour la conception, la fabrication et la mise en œuvre de bétons durables ; – des essais qui permettent de qualifier les mortiers et les bétons vis-à-vis des attaques chimiques ; – des dispositions normatives relatives à la classification des environnements agressifs et au choix des ciments en fonction du type d’attaque et de la classe d’exposition selon le fascicule de documentation FD P18-011 et la norme NF EN 206-1. L’esquisse d’une démarche diagnostic des dégradations d’origine chimique est également proposée.

Mots-clés ACIDES, AGRESSIONS CHIMIQUES, EAU DE MER, EAU PURE, EAUX USÉES, ETTRINGITE, MÉCANISMES, NORMES, SULFATES, THAUMASITE.

614

La durabilité des bétons vis-à-vis des environnements chimiquement agressifs

1. INTRODUCTION Ce chapitre concerne les bétons élaborés à partir des ciments courants au sens de la norme NF EN 197-1 : ciments dont le constituant de base est le clinker Portland associé à d’autres constituants minéraux naturels (pouzzolanes, calcaires) ou artificiels (cendres volantes, laitier, fumée de silice). S’ils sont bien adaptés à leur usage et à leur environnement, et s’ils sont fabriqués et mis en œuvre suivant les règles de l’art (norme NF EN 206-1, normes de produits préfabriqués et fascicule 65), ces bétons sont résistants chimiquement et durables. Leur durée de vie1 présumée est d’au moins cinquante ans. Dans le cas des durées de vie supérieures, de l’ordre de 100 à 120 ans, exigées pour les grands ouvrages tels que le pont sur le Tage à Lisbonne mis en service en 1998 [HOR 98] ou le viaduc de Millau en France ouvert au trafic en 2004, l’application de prescriptions plus sévères ainsi que la mise en œuvre d’une approche performantielle (traitée au chapitre 8), permettent de concevoir des bétons durables avec un bon degré de fiabilité. Du point de vue chimique, le matériau béton constitue un système très complexe formé d’un squelette granulaire plus ou moins inerte, solidarisé par des hydrates (C-S-H, hydroxyde de calcium, aluminates…) dont la porosité est irriguée par une phase liquide interstitielle fortement basique, de pH de l’ordre de 13. La composition et la structure microporeuse du matériau sont illustrées par la figure 12.1.

20 µm Figure 12.1 : illustration de la microstructure d’un béton (ciment de type CEM I, granulats siliceux, E/C = 0,50). Fractographie au microscope électronique à balayage (photo LERM).

1. Suivant la norme NF EN 206-1, la durée de vie est la période durant laquelle le comportement du béton dans la structure demeurera à un niveau compatible avec les exigences de performance de la structure si celle-ci est correctement entretenue.

615


1 : granulat siliceux de surface plus ou moins rugueuse ; 2 : portlandite Ca(OH)2 en cristaux massifs précipités au contact du granulat (empilement de cristaux de structure hexagonale vus perpendiculairement au plan principal) ; 3 : C-S-H microgranuleux, microporeux ; 4 : aiguilles d’ettringite non expansive dans un pore ; 5 : empreinte lisse d’un granulat déchaussé. La porosité (nanoporosité des C-S-H et porosité capillaire (espaces intergranulaires, vides aux interfaces liant/granulats)) conditionne le transfert des agents agressifs dans le matériau par diffusion, perméation et capillarité. Le lecteur se reportera avantageusement au chapitre 3 où sont traitées en détail les questions relatives à la structure poreuse des bétons et à leurs propriétés de transfert.

Par définition, le béton est un matériau évolutif qui, tout au long de son existence, est le siège de réactions physico-chimiques (présentées en détail dans le chapitre 2), certes de plus en plus lentes : hydratation des composés anhydres résiduels, échanges ioniques entre phases solides et liquides, phénomènes de dissolution et recristallisation, migration d’ions… En conditions normales de température et d’humidité, ces transformations n’ont aucun caractère nocif et contribuent plutôt à la pérennité du matériau. Toutefois, les équilibres chimiques plus ou moins établis à long terme peuvent être perturbés sous l’influence du milieu extérieur, en particulier par l’action d’agents agressifs externes dont il sera principalement question ici. Face à ces agents agressifs plus acides (eaux pures, sels, acides…), le béton, matériau fortement basique (pH de l’ordre de 13), se trouve en déséquilibre thermodynamique. À leur contact, des réactions susceptibles de conduire à des dégradations plus ou moins importantes peuvent se produire. Dans toutes les réactions de dégradation, l’eau joue un rôle primordial. Indépendamment de l’eau normalement contenue dans le béton (solution interstitielle en équilibre chimique avec les hydrates), un apport d’eau extérieur est nécessaire (eau liquide ou humidité atmosphérique). D’une part, l’eau est le vecteur des ions agressifs ; d’autre part, elle est à l’origine du renouvellement de la solution interstitielle qui permet aux phénomènes de dissolution/précipitation de se produire. Par ailleurs, on sait que l’agressivité des gaz dépend de l’humidité relative du milieu ambiant et que celle des sols est directement en relation avec la percolation d’eau qui permet d’en dissoudre les éléments nocifs (sols gypseux, par exemple). Le transport des ions agressifs se fait principalement par perméation des gaz et des liquides et par diffusion ionique à travers la veine liquide. Le transport des ions agressifs dans les bétons se fait suivant deux processus principaux, superposés, présentés en détail dans le chapitre 3 : – processus de diffusion sous gradient de concentration, régi par les lois de Fick (diffusion sans interactions entre les ions diffusant) complétées par la relation de Nernst-Planck qui prend en compte les interactions entre ions ;

616


– processus de perméation correspondant au déplacement du fluide sous gradient de pression. Ce processus est régi par la loi de Darcy qui permet de quantifier le débit du fluide à travers le béton en fonction de la perméabilité du matériau. C’est la raison pour laquelle perméabilité et diffusivité, qui dépendent de la compacité du béton, sont deux indicateurs essentiels de la durabilité des bétons. Le transport des ions dans le béton est un transport réactif : les échanges ioniques entre les espèces diffusantes, la solution interstitielle et les hydrates provoquent des perturbations du système chimique qui se traduisent par des phénomènes de dissolution et de précipitation. La description et la simulation numérique de ces phénomènes sont présentées au chapitre 4. Le béton est un système chimique fortement basique, évolutif, plus ou moins réactif au contact du milieu extérieur souvent plus « acide » (atmosphère, eaux, solutions salines, acides). Toutefois, pour les durées de vie prévues par les normes, le matériau est durable s’il est fabriqué et mis en place conformément aux règles de l’art. Le vecteur commun à tous les agents agressifs est l’eau qui dissout les composés gazeux ou solides. Le transport des substances agressives se fait essentiellement par perméation et par diffusion, indicateurs majeurs de durabilité dépendant de la compacité du béton.

2. MÉCANISME GÉNÉRAL DES ATTAQUES CHIMIQUES 2.1. Deux processus majeurs associés : dissolution et précipitation Deux processus majeurs sont mis en jeu lors des attaques chimiques du béton : – dissolution et hydrolyse des composés hydratés ; – précipitation de composés pouvant avoir un caractère nocif ou non. L’attaque du béton au contact d’une eau pure ou d’une solution plus moins chargée en ions agressifs se produit généralement selon ces mécanismes de dissolution/précipitation régis par des équilibres thermodynamiques. Dans un solvant polaire tel que l’eau, les interactions fortes entre les dipôles du solvant et les ions d’un composé ionique entraîne la dissolution et la dissociation plus ou moins complète de ce dernier suivant un processus de solvatation des ions. La dissociation est quasi-totale pour un sel tel que le chlorure de sodium en solution aqueuse (aq) : NaClsolide → Na+ (aq) + Cl– (aq) La dissociation n’est que partielle par exemple pour un acide faible tel que l’acide acétique, dont une partie passera en solution sous forme moléculaire CH3CO2H

617


et une partie sous forme d’ions CH3CO2– et H+ (ou plus précisément H3O+). La dissociation sera totale pour un acide fort tel que HCl. Pour un sel AxBy ↔ xA+(aq)+ yB–(aq) l’équilibre de solubilité (ou la constante de dissociation) est défini par : Ks = [A+]x . [B–]y / [AxBy] ou encore par pKs = – log Ks où [A+] et [B–] représentent les activités1 des ions en solution (assimilables, en première approximation, à leurs concentrations dans le cas des solutions diluées). [A+]x . [B–]y représente le produit de solubilité du composé AxBy à l’équilibre, à la température et à la pression considérées (les pK sont généralement donnés pour 25 °C (298 °K) dans les tables). Si le produit [A+]x . [B–]y est supérieur au produit de solubilité, la solution est sur-saturée et il y a précipitation de AxBy ; s’il est inférieur, la solution est sous-saturée et AxBy se dissout. Par exemple, pour la portlandite Ca(OH)2, base forte dont la dissociation dans l’eau est complète, la réaction à l’équilibre s’écrit (en négligeant les ions CaOH– résultant de la complexation du calcium par les ions OH–) : Ca(OH)2 ↔ Ca2+ + 2OH– et pKs = – log [Ca2+] [OH–]2 = 5,25 [ADE 96] soit Ks = 10–5,25 = 5,6.10–6 Les conditions de dissolution et de précipitation d’un composé dépendent également des autres espèces ioniques présentes. Par exemple, en présence d’alcalins, l’apport d’ions OH– modifie l’équilibre ci-dessus et entraîne le précipitation de Ca(OH)2, ce qui explique la très faible concentration en ions calcium de la solution interstitielle des bétons, qui contient généralement des hydroxydes alcalins. La dissolution d’un composé dans l’eau peut être accompagnée du phénomène d’hydrolyse qui est une réaction particulière qui se produit lors de la dissolution dans l’eau d’un sel d’acide fort et de base faible (chlorure d’ammonium NH4Cl par exemple) ou d’un sel de base forte et d’acide faible (C-S-H par exemple) : cette réaction conduit à la décomposition chimique du sel par l’eau et à la dissociation de l’eau elle-même. Schématiquement, dans le cas d’un sel AB de base forte et d’acide faible on peut écrire : AB + H2O ↔ B(OH) + AH 1. L’activité d’un ion est égale à sa concentration molaire affectée d’un coefficient d’activité qui dépend des interactions ion/solvant.

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Dans ce cas, la dissociation de l’eau (H2O ↔ H+ + OH–) n’est pas négligeable par rapport à celle de l’acide faible AH et, lors de la dissolution du sel AB, on ne pourra éviter la coexistence de AH et OH-, ces derniers primant sur l’acide faible peu ionisé. La solution résultante aura un caractère basique. Ainsi, en présence d’eau, les C-S-H se décomposent en Ca(OH)2, base forte, et en acide silicique H4SiO4, avec dissociation de l’eau : la base forte est complètement dissociée en Ca2+ et OH–, l’acide silicique est faiblement dissocié en H2SiO42– et H+ (ou H3O+). Du fait de la dissociation de l’eau, la concentration des ions H+ est inférieure à celle des ions OH–, ce qui confère un pH basique à la solution. On peut schématiser le processus de la manière suivante : l’équilibre entre un C-S-H de rapport CaO/SiO2 = 1,5 et les ions de la solution peut s’écrire par exemple [FUJ 81] : 1,5CaO.SiO2.2,3H2O ↔ 1,5Ca2+ + H2SiO42– + OH– + 0,8H2O L’acide silicique étant un acide faible, les ions H2SiO42– déplacent l’équilibre ionique de l’eau suivant la réaction : H2SiO42– + H2O ↔ H3SiO4– + OH– la solution est basique. En ce qui concerne le béton on parle plus généralement de lixiviation qui, dans sa définition première, est une opération qui consiste à faire passer lentement un solvant à travers un matériau en couche épaisse afin d’en extraire un ou plusieurs constituants solubles. C’est le terme souvent employé pour décrire le phénomène d’extraction progressive des ions calcium (dissolution de Ca(OH)2 et décalcification des C-S-H) lors de la percolation des solutions agressives dans le béton. La lixiviation peut être décrite comme une dissolution progressive résultant d’une succession d’états d’équilibre entre les hydrates et la solution : au fur et à mesure que les ions agressifs arrivent au contact des hydrates, l’équilibre entre ces hydrates et la solution interstitielle est rompu ; mais il est aussitôt rétabli par une nouvelle dissolution des hydrates et/ou par la précipitation d’un nouveau composé selon que la solution est sous-saturée ou sursaturée par rapport à ce composé. Le terme de « lessivage » parfois employé, a un sens analogue. Les composés précipités peuvent être nocifs ou non vis-à-vis de la durabilité du béton. À titre d’exemple, la précipitation du carbonate de calcium CaCO3, due à l’action de l’acide carbonique sur les composés calciques du béton Ca(OH)2 et C-S-H, réduit la porosité de la peau du béton et peut constituer une barrière plus ou moins protectrice vis-à-vis de la pénétration des substances agressives dans le matériau [REG 76].

619


En revanche, comme on le verra plus loin, la précipitation tardive d’ettringite dans certaines conditions spécifiques traitées au paragraphe 3.3, peut s’avérer nocive par le gonflement qu’elle entraîne. La précipitation de cette même ettringite formée aux premiers stades de l’hydratation par la réaction du sulfate de calcium, régulateur de prise, avec l’aluminate tricalcique du ciment, est parfaitement inoffensive.

2.2. Conséquences générales La dissolution des hydrates, accompagnée ou non de la précipitation de composés nouveaux, a deux effets majeurs : – d’une part, un accroissement de la porosité du béton qui a pour conséquence une augmentation de sa perméabilité et de sa diffusivité. L’augmentation de porosité se traduit également par une dégradation plus ou moins importante des caractéristiques mécaniques : module d’Young, résistances [KAM 03a] ; – d’autre part, selon la nature, la solubilité et les conditions de précipitation des composés néoformés, un gonflement et une fissuration plus ou moins importants du matériau : ce peut être le cas, par exemple, de l’ettringite due à une agression par des sulfates d’origine externe. Dans certains cas, la solubilité du composé néoformé est telle que seul le phénomène de dissolution est à prendre en compte : la réaction de certains acides forts du type HCl avec Ca(OH)2 qui conduit ici à la formation de CaCl2, sel très soluble sans effet intrinsèque sur le béton (excepté bien entendu les effets de l’ion Cl- sur la corrosion des aciers), en est une illustration. Toutefois, à la faveur des cycles climatiques d’humidification et séchage subis par le béton, certains sels très solubles, tels que NaCl en milieu marin ou industriel, peuvent cristalliser dans les premiers millimètres et entraîner la desquamation du matériau. Dans d’autres cas, au contraire, le sel précipité, très peu soluble, peut participer plus ou moins à la protection du béton : c’est le cas du carbonate de calcium déjà cité ou encore de certains sels tels que les oxalates ou les phosphates qui forment avec la chaux des composés insolubles. La dissolution des hydrates et la précipitation de produits nocifs peuvent conduire à des dégradations du béton dont les conséquences peuvent être uniquement esthétiques mais qui peuvent parfois mettre en péril la stabilité mécanique de l’ouvrage. Les actions chimiques sont couplées aux actions environnementales ainsi qu’aux contraintes mécaniques liées au fonctionnement de l’ouvrage L’approche « holistique », schématisée par la figure 12.2, a été proposée par P.K. Mehta [MEH 94, MEH 06] pour prendre en compte tous les aspects de la durabilité.

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Béton armé avec fissures discontinues, microfissures et pores

Augmentation de la perméabilité par interconnexion des fissures, des microfissures et des pores

Actions environnementales Stade 1 Ɣ*UDGLHQWVG KXPLGLWp et de température Ɣ&KDUJHPHQWVF\FOLTXHV HWFKRFV

Actions environnementales 1. Expansion du béton par formation de composés gonflants en relation avec : ±O DWWDTXHSDUOHVVXOIDWHV ±O DOFDOLUpDFWLRQ ±OHVF\FOHVGHJHOGpJHO – la corrosion des aciers

Stade 2 Ɣ3pQpWUDWLRQGHO HDX Ɣ3pQpWUDWLRQGHVJD] Ɣ3pQpWUDWLRQGHVLRQVDJUHVVLIV 2– &O–, SO4 )

2. Perte de raideur et de résistance du béton

Fissuration, fragmentation, perte de masse

Figure 12.2 : modèle holistique1 de Mehta (d’après [MEH 94]). Couplage environnement/contraintes mécaniques/actions physico-chimiques. Au stade 1, la perméabilité du béton, naturellement plus ou moins poreux et microfissuré, augmente sous l’action des contraintes environnementales et de service. Au stade 2, la pénétration des agents agressifs peut provoquer diverses réactions qui conduisent à une dégradation du matériau et de ses caractéristiques mécaniques

2.3. Paramètres de la durabilité chimique L’examen d’un problème de durabilité nécessite donc de prendre en compte l’ensemble des paramètres, généralement interactifs, qui déterminent le comportement du béton vis-à-vis des différents agresseurs chimiques. Ces paramètres sont décrits ci-après.

2.3.1. Paramètres liés au matériau Composition chimique et minéralogique du ciment : – teneur potentielle en portlandite Ca(OH)2. Vis-à-vis des attaques chimiques (eaux pures, acides, sulfates…) ce composé est le plus facilement solubilisable. C’est pourquoi, dans ces cas, des bétons élaborés avec des ciments composés ou 1. Holistique : du grec holos qui signifie « tout ». Approche globale proposée par P.K. Mehta [MEH 94].

621


contenant des additions consommatrices de chaux (laitier, cendres volantes, fumées de silice…), sont souvent préconisés. La teneur potentielle en hydroxyde de calcium Ca(OH)2 est considérée comme un indicateur majeur de durabilité : toutes choses égales par ailleurs, plus la teneur en chaux est faible, plus la résistance chimique est bonne. Toutefois ce qui est valable pour les attaques chimiques mentionnées ne l’est pas forcément pour certaines réactions telles que celles qui induisent la corrosion des aciers où le rôle protecteur de la chaux, qui maintient un pH alcalin, est connu. Mais si le béton est bien conçu et bien mis en œuvre, le pH de la solution interstitielle des ciments composés est en principe suffisant pour assurer la protection des aciers comme l’a montré P. Longuet [LON 73] à propos de ciments au laitier (pH > 12-13) ; – teneurs en aluminate tricalcique C3A et en silicate tricalcique C3S. Au contact de l’eau de mer et dans les milieux fortement chargés en sulfates, le C3A anhydre résiduel qui n’a pas réagi avec le gypse régulateur de prise peut se transformer en ettringite expansive. Dans ces cas, sa teneur, de même que celle de C3S pour les ciments à la mer, est limitée ; – teneurs en additions minérales. Les laitiers de haut-fourneau, cendres volantes, pouzzolanes, fumées de silice en tant que constituants des ciments ou en tant qu’additions dans les bétons sont généralement favorables à la résistance chimique du béton, d’une part, parce qu’ils réduisent la basicité globale du matériau en consommant la chaux libérée par l’hydratation des silicates C3S et C2S, d’autre part, par leur effet positif sur la microstructure du béton [BAR 99a] (cf. chapitre 3) ; – nature minéralogique des granulats. Si l’on excepte le cas particulier de l’alcali-réaction traitée par ailleurs, et sauf dans le cas des bétons à base de roches calcaires soumis à un environnement acide, les granulats interviennent peu en tant que tels dans la résistance chimique des bétons. Mais il faut néanmoins signaler l’importance de l’auréole de transition plus ou moins poreuse et de la structure particulière qui existe entre les granulats et le liant proprement dit [INS 87] : celle-ci dépend de la nature minéralogique des granulats et de la formulation du béton ; elle peut jouer un rôle plus ou moins important dans les processus de transfert des ions agressifs dans le béton [BOU 94]. Formulation et propriétés de transfert du béton Les propriétés de transfert dont dépend la capacité du béton à résister à la pénétration des agents agressifs liquides ou gazeux, sont déterminantes pour la durabilité. Elles sont représentées essentiellement par les deux indicateurs majeurs de durabilité que sont la diffusivité et la perméabilité, toutes deux en relation avec la compacité. La compacité est elle-même assurée par une formulation optimisée du squelette granulaire du béton. Dans le cas des bétons à hautes performances, la

622


compacité maximale est obtenue par une large étendue granulaire associée à l’utilisation de fines (calcaires, laitiers, cendres volantes, fumées de silice) venant en complément ou en substitution du ciment [BAR 99a].

2.3.2. Paramètres liés à l’environnement Les principaux paramètres à prendre en compte sont les suivants : • la nature physique de l’agent agressif qui peut être liquide, gazeux ou solide, le vecteur des composés agressifs pour ces deux derniers étant toujours l’eau apportée par le milieu extérieur, sans laquelle il n’y a pas de dégradation notable possible. Les milieux liquides sont essentiellement les eaux pures ou plus ou moins chargées et des solutions d’acides, de bases et de sels d’origine naturelle ou artificielle. Les milieux gazeux sont d’origine naturelle, industrielle ou domestique. Il s’agit par exemple de CO, CO2, SO2, NOx, H2S dans les ouvrages d’assainissement ou encore le chlore dégagé lors d’incendies. Ces gaz s’oxydent en présence d’humidité. Par condensation dans des conditions données de température et d’humidité, des solutions agressives peuvent se former lorsqu’on descend en dessous du point de rosée. Selon le fascicule de documentation FD P18-011, l’agressivité des gaz est généralement faible dans les environnements d’humidité relative inférieure à 65 %. D’un autre point de vue, il faut rappeler que la diffusion des gaz est faible dans les bétons saturés. Le cas du CO2 à l’origine de la carbonatation, faible lorsque l’humidité relative du béton est élevée et maximale lorsque le taux d’humidité est de l’ordre de 65 %, en est une illustration (voir le chapitre 9). Les milieux solides sont les sols ou les remblais contenant des substances nocives. Ici encore, c’est la présence d’eau plus ou moins en mouvement dans le sol qui permet le passage en solution de l’agent agressif et son transfert dans le béton ; • la nature chimique de l’agent agressif, sa concentration, son mode d’action (dissolution/hydrolyse/lixiviation, dissolution/précipitation de composés néoformés expansifs ou non) ; • les conditions climatiques naturelles ou artificielles, générales et locales : exposition atmosphérique, immersion totale, semi-immersion, zone de marnage ou encore enfouissement ; • l’humidité relative du milieu, les atmosphères « sèches » (humidité relative < 65 % suivant le fascicule de documentation FD P18-011) étant peu favorables au développement des réactions ; • la température qui est généralement un facteur d’accélération des réactions1 ; 1. On peut rappeler toutefois que la solubilité de la portlandite Ca (OH)2 diminue quand la température augmente (cf. tableau 12.2).

623


• les cycles climatiques. Les cycles humidification/séchage accélèrent considérablement les dégradations du béton. À titre d’exemple, la zone de marnage en milieu marin, où ces cycles sont très importants, est une zone où le risque de dommage est maximal. • la mobilité du milieu agressif (liquides et gaz) qui accélère les échanges chimiques et qui peut éventuellement induire un effet mécanique supplémentaire (érosion, chocs), est un facteur aggravant.

2.3.4. Paramètres liés à la structure L’approche « holistique » des problèmes de durabilité (cf. figure 12.2) nécessite que soient pris en compte les effets des contraintes mécaniques liées au fonctionnement de l’ouvrage : chargements, fatigue, dilatations et retraits différentiels… Ces contraintes peuvent engendrer des fissurations qu’il convient de bien différencier de celles qui sont produites sous l’effet d’un agent agressif. Ces fissurations sont susceptibles d’accélérer et d’aggraver d’éventuelles attaques chimiques qui sont susceptibles elles-mêmes d’affaiblir la structure.

2.3.4. Paramètres économiques Les contraintes économiques locales imposent parfois le choix de matériaux (granulats, ciment) non optimisés vis-à-vis de la durabilité. Si l’importance de l’ouvrage le justifie, il peut être envisagé de mettre en œuvre une approche performantielle basée sur l’équivalence de performance d’une formule donnée de béton par rapport à un béton de référence conforme aux exigences de la norme NF EN 206-1 pour l’environnement considéré, la démonstration de l’équivalence devant être faite. L’attaque chimique des bétons met en jeu deux mécanismes couplés : dissolution/hydrolyse des hydrates et précipitation de sels, nocifs ou non. Les conséquences générales sont un accroissement de la porosité et de la fissuration, une augmentation de la perméabilité et de la diffusivité, des pertes de raideur et de résistances mécaniques. Les différents paramètres de la durabilité chimique sont : – les paramètres liés au matériau : chimie et minéralogie du ciment (type de constituants, Ca(OH)2 potentiel, C3A, C3S…), formulation et propriétés de transfert du béton (compacité) ; – les paramètres liés à l’environnement : nature physique (solide, liquide, gaz) et chimique (acide, base, sel) de l’agent agressif, conditions climatiques générales et locales (immersion, semi-immersion, marnage, aérien, humidité relative, température, cycles, mobilité) ; les paramètres liés à la structure : contraintes de fonctionnement (charges, fatigue), fissuration.

624


3. REVUE DES PRINCIPAUX MILIEUX AGRESSIFS ET MÉCANISMES D’ATTAQUE ASSOCIÉS 3.1. Eaux naturelles 3.1.1. Paramètres d’agressivité L’agressivité d’une eau naturelle dépend de trois paramètres interdépendants qui sont le pH, la dureté et la teneur en dioxyde de carbone agressif. Le pH Le pH d’une eau traduit son caractère acide ou basique. Elle sera acide (pH < 7) si elle contient du dioxyde de carbone libre, des acides minéraux ou organiques (acides humiques), ou encore des sels d’acides forts et de base faible (NH4NO3 par exemple) dont l’hydrolyse génère des protons H+ (ou H3O+) responsables de l’acidité. Elle sera basique si elle contient des carbonates, des bicarbonates ou des ions hydroxyles OH–. Une eau en contact avec l’atmosphère va dissoudre du gaz carbonique de l’air. Elle contiendra donc toujours une certaine concentration d’ions hydrogénocarbonate (HCO3–) et d’ions carbonate (CO32–). La pression partielle du CO2 atmosphérique, pCO2, en augmentation régulière, atteint à l’heure actuelle une valeur proche de 36 Pa. Pour une eau de surface, l’équilibre entre la phase gazeuse et la phase aqueuse s’écrit : CO2 (gaz) ' H2O + CO2 (aq.) La constante relative à cet équilibre est : [ CO 2 ( aq. ) ] [ CO 2 ( aq. ) ] K = ---------------------------- = --------------------------pCO 2 [ CO 2 ( gaz ) ] À 25 °C, cette constante vaut 10–1,47, soit [CO2]aq. = 1,22 × 10–5 mol/kg, où [CO2]aq représente le CO2 moléculaire dissous et le CO2 hydraté (molécule H2CO3). Les autres équilibres mis en jeu peuvent s’écrire : H2O + CO2(aq.) ' HCO3– + H+ pKa1 = 6,345 H2O + HCO3– ' CO32– + H+

pKa2 = 10,33

Ces différentes relations permettent de calculer le pH d’une eau ultra pure en équilibre avec l’air : pH = 5,63.

625


Les autres couples acide/base actifs qui peuvent contribuer à la fixation du pH dans les milieux aquatiques naturels sont principalement H4SiO4/H3SiO4– pour les eaux de rivière et thermales et H3BO3/H2BO3– pour l’eau de mer. La dureté La dureté peut être définie par le titre ou degré hydrotimétrique TH qui correspond à la somme des concentrations en cations métalliques, à l’exception de ceux de l’hydrogène et des métaux alcalins : TH = [Ca2+] + [Mg2+] + [autres cations métalliques Fe, Al, Mn, Sr] Le degré hydrotimétrique français (°F) vaut 10 mg de CaCO3, 4 mg de Ca et 2,43 mg de Mg. La dureté peut être définie également par le titre alcalimétrique complet (TAC) qui indique la teneur en hydroxydes libres (OH-), carbonates (CO32–) et bicarbonates (HCO3-) alcalins ou alcalino-terreux. TAC = [OH–] + [CO32–] + [HCO3–] C’est à ce dernier que le fascicule de documentation FD P18-011, auquel renvoie la norme NF EN 206-1, fait référence. Il s’exprime en milliéquivalent1 par litre (me.L–1) Le dioxyde de carbone Le dioxyde de carbone agressif représente une partie du dioxyde de carbone dissous dans toute eau naturelle. Le schéma suivant l’explique : CO2 total

CO2 lié

CO2 libre

CO2 agressif

CO2 équilibrant

CO2 des bicarbonates

CO2 des carbonates

Le dioxyde de carbone équilibrant représente la quantité de dioxyde de carbone libre nécessaire pour maintenir les bicarbonates en solution, selon la réaction : H2O + CO2 + CaCO3 ' (HCO3)2Ca 1. Le milliéquivalent est la masse d’une millimole divisée par la valence : pour CaO par exemple le milliéquivalent est égal à 56 (masse molaire de CaO) divisé par 2 (valence du calcium) = 28. Le milliéquivalent correspond à 5 ° hydrotimétrique français.

626


Le dioxyde de carbone agressif représente l’éventuel surplus de dioxyde de carbone libre par rapport au dioxyde de carbone équilibrant. La loi de Le Chatelier indique que l’équilibre est alors déplacé vers la gauche : il y a dissolution du carbonate, d’où le nom de dioxyde de carbone agressif. Une telle eau est corrosive. Au contraire, si la teneur en dioxyde de carbone libre est inférieure à celle du dioxyde de carbone équilibrant, l’équilibre se déplace vers la droite : il y a précipitation de carbonate. Une telle eau n’est pas corrosive, mais au contraire, incrustante. L’utilisation d’abaques, par exemple celui de Tillmans (figure 12.3), permet de classer une eau suivant son activité dissolvante ou incrustante. Eau agressive pH

6,1

6,5

6,3

Courbe d'équilibre de la calcite à 15 °C

8

A

6

6,6

6,9

4

2

Eau incrustante

CO2 (mmol/l)

10

7,2

B

8 0

10

20

30

40

50

TAC (°F)

Figure 12.3 : diagramme de Tillmans. Le diagramme donne la courbe d’équilibre calco-carbonique des eaux à la température de 15 °C. On porte en ordonnées la concentration en CO2 libre total et en abscisses le TAC en degrés français. Le TAC représente la concentration globale en anions CO32–, HCO3– et OH–. La courbe d’équilibre partage le diagramme en deux zones : les eaux, situées à gauche de la courbe, sont agressives, alors que celles situées à droite sont incrustantes. Pour une eau de TAC = 30 °F, le point A représente une eau agressive de pH = 6,5. Cette eau peut dissoudre la calcite et déplacer son point figuratif jusqu’à ce que l’équilibre calco-carbonique soit atteint. Pour la même valeur du TAC, le point B correspond à une eau incrustante de pH = 7,2. Le CO2 libre total est inférieur au CO2 équilibrant et les bicarbonates se transforment en carbonates qui précipitent jusqu’à obtention d’un nouvel état d’équilibre.

3.1.2. Attaques par les eaux pures et les eaux douces : dissolution essentiellement À condition d’être compacts les bétons sont en général peu sensibles à ce type de milieux. Dans la pratique, les attaques se réduisent le plus souvent à une érosion

627


superficielle millimétrique. Elles peuvent également se manifester sous formes d’efflorescences inesthétiques sur les parements. En tout état de cause, l’action dissolvante de l’eau ne peut être complètement négligée [KON 91]. Par exemple, les eaux très peu minéralisées, de titre alcalimétrique inférieur à 0,1 mé./L sont classées dans la catégorie des environnements à forte agressivité chimique (classe d’exposition XA3) dans le fascicule de documentation FD P18-011. Les travaux d’Adenot et al. [ADE 92, ADE 96], réalisés dans le cadre d’une recherche sur le comportement à très long terme des bétons destinés au stockage des déchets radioactifs, décrivent bien le processus d’attaque d’une pâte de ciment soumise à la lixiviation par une eau déionisée de pH 7 : l’attaque consiste principalement en une dissolution progressive des différents hydrates suivant des fronts successifs dépendant de la solubilité des hydrates dont les constantes à l’équilibre sont données dans le tableau 12.1 : la portlandite est l’hydrate le plus soluble. Sa solubilité, qui diminue quand la température augmente, est donnée dans le tableau 12.2. Viennent ensuite, dans l’ordre décroissant des solubilités, les C-S-H, le monosulfoaluminate puis l’ettringite. Tableau 12.1 : produits de solubilité des hydrates du ciment. Hydrates

pK = – log (Keq)

Portlandite

5,2

C-S-H

pK = 5,84(C/S) + 2,02 [FUJ 81] pK = 14,75(C/S) + 0,083 [GLA 87] C/S = rapport molaire du C-S-H

Monosulfoaluminate

29,25

Ettringite

43,9

Tableau 12.2 : solubilité de la portlandite en fonction de la température. Température (°C)

0

15

20

30

40

50

60

Solubilité (g/L)

1,31

1,29

1,23

1,13

1,04

0,96

0,86

Le processus de lixiviation est schématisé par la figure 12.4 : le passage en solution de la portlandite, la décalcification progressive des C-S-H, accompagnés de la solubilisation des phases sulfoaluminates AFm et AFt, conduisent à la formation en surface du matériau d’un gel de silice sans cohésion. La modélisation de ce processus de dégradation est présentée en détail dans le chapitre 4.

628


Dans les bétons, le processus d’attaque reste globalement le même que celui décrit par la figure 12.4. Il dépend beaucoup des propriétés de transfert du matériau mais aussi de la mobilité du milieu agressif et de son taux de renouvellement. Les silicates et les aluminates, moins solubles, sont attaqués plus tardivement lorsqu’une grande partie de Ca(OH)2 a déjà été dissoute et que la composition de la solution interstitielle du béton n’est plus déterminée par l’équilibre avec la portlandite, mais par l’équilibre avec les autres composés hydratés. La dissolution sélective du calcium de ces derniers provoque un accroissement de la microporosité, en même temps que le rapport molaire CaO/SiO2 des C-S-H décroît. Les ions alcalins Na+ et K+, particulièrement mobiles, sont également rapidement lixiviés [KON 91]. Fronts de dissolution

1 Milieu agressif

2

3

4

5

gel

C–S–H

C–S–H

C–S–H

C–S–H

SiO2

décalcifiés

décalcifiés

décalcifiés

portlandite

AFt

AFt

AFt

AFm

AFm

Matériau dégradé

Matériau sain

Figure 12.4 : représentation schématique de la dégradation d’une pâte de ciment soumise à la lixiviation par une eau pure déionisée stabilisée à pH 7, d’après Adenot [ADE 92, ADE 96]. Zone 1 : solubilisation totale des hydrates Ca(OH)2, mono et trisulfoaluminates ; lixiviation totale du calcium des C-S-H et formation d’un gel résiduel de silice hydratée très peu soluble ; zones 2, 3 et 4: solubilisation totale de Ca(OH)2, décalcification progressive des C-S-H et solubilisation des phases AFm (monosulfoaluminates) d’abord, puis des phases AFt (trisulfoaluminates) ; Zone 5 = matériau non dégradé.

La dégradation éventuelle peut être due, soit à une érosion superficielle provoquée par la circulation d’eau à la surface du béton, soit à une percolation du liquide sous gradient de pression hydraulique à travers le matériau (cas des tunnels, par exemple). Elle peut conduire à des pertes de masse et d’alcalinité dues en particulier à la lixiviation du calcium des hydrates, qui induit une augmentation de la porosité et de la perméabilité. La dégradation peut se traduire également par une diminution des résistances mécaniques. Le lessivage des ions calcium se manifeste souvent visuellement, par la formation de concrétions, de stalactites, de coulures ou d’efflorescences blanchâtres. Ces formations sont dues à la précipitation, à la surface du béton, de carbonate de calcium à partir de la solution percolante riche en calcium venue au contact du CO2 atmosphérique.

629


Lorsque l’eau est chargée en dioxyde de carbone agressif le processus de dégradation se déroule selon un mécanisme de dissolution/précipitation [BIC 72] : l’eau amenée à percoler à travers le béton se sature progressivement en bicarbonates en raison de la dissolution de la portlandite et, à un degré moindre, des C-SH. Les bicarbonates solubles entraînés par le flux d’eau correspondent à une zone de dégradation du béton. Lorsque la solution de bicarbonates vient en contact avec d’autres cristaux de portlandite, le carbonate de calcium, très peu soluble, précipite, ce qui accroît momentanément la compacité du béton en diminuant la section de percolation : Ca(HCO3)2 + Ca(OH)2 → 2CaCO3 + 2H2O La précipitation de carbonate de calcium permet à nouveau la formation de bicarbonate et le cycle lixiviation de la chaux, formation de bicarbonates, précipitation de carbonates se répète, théoriquement jusqu’à épuisement de la chaux : CaCO3 + CO2 + H2O → Ca(HCO3)2 Ainsi, les ciments sont d’autant plus résistants à l’attaque par les eaux douces qu’ils sont moins riches en chaux. C’est le cas des ciments contenant des constituants minéraux tels que les laitiers, les cendres silico-alumineuses, les pouzzolanes naturelles, les fumées de silice, dont l’hydratation libère peu de portlandite et produit des C-S-H abondants de rapports molaires CaO/SiO2 plus faibles. La relation entre le type de ciment et l’intensité de l’attaque est illustrée par la figure 12.5 dans le cas d’un ciment de type CEM I, CEM III/A et d’un ciment alumineux fondu [SOU 85]. Ciment alumineux

CEM III/A

CEM I

Perte de masse (%)

12

9

6

3

0 0

3

6

14

Temps (années)

Figure 12.5 : pertes relatives de masse de différents ciments en fonction du temps, d’après Soukatchoff [SOU 85]. Éprouvettes 4 × 4 ×16 cm de mortier (ciment/sable = 1/3 ; E/C = 0,5) confectionnées à partir de ciment de type CEM I, CEM III/A et de ciment alumineux fondu, conservées dans une eau douce de pH 5 à 5,5 et contenant 15 mg/L de dioxyde de carbone agressif. Les variations de masse sont relatives à celles de mortiers témoins, de même composition, conservés en eau douce non agressive. Le ciment alumineux constitué essentiellement d’aluminates hydratés relativement peu solubles, est très résis-

630


tant. Le ciment au laitier de haut-fourneau CEM III/A qui donne peu de portlandite et produit des C-SH abondants, denses et de rapport molaire C/S relativement faible est plus résistant que le ciment de type CEM I qui donne beaucoup de portlandite et des C-S-H de rapport C/S plus élevé ( 1,5) plus sensibles au phénomène de lixiviation.

L’agressivité des eaux naturelles dépend : – du pH (compris entre 4 et 6,5 suivant les cas) ; – de la teneur en dioxyde de carbone agressif ; – de la dureté ou titre hydrotimétrique (principalement [Ca2+] + [Mg2+]) ; – de la mobilité du milieu agressif. Le processus d’altération correspond essentiellement à la lixiviation des ions Ca2+ de la portlandite Ca(OH)2 et des silicates de calcium hydratés C-S-H (accompagnée de la dissolution plus tardive des phases AFm et AFt). Il conduit à une augmentation de la porosité et, dans les cas les plus graves, à la dégradation des propriétés mécaniques du matériau. Les critères de résistance à l’agression par les eaux naturelles sont : – la compacité du béton (perméabilité et diffusivité réduites) ; – l’incorporation, aux ciments ou aux bétons, d’additions minérales (laitiers de haut-fourneau, cendres silico-alumineuses, fumées de silice, pouzzolanes) qui abaissent la teneur en chaux et sont favorables à l’accroissement de compacité du matériau.

3.2. Milieux acides : dissolution ou dissolution/précipitation Le béton, matériau basique par excellence, est très sensible aux milieux acides avec lesquels il réagit suivant la réaction bien connue : Base + Acide → Sel + Eau La nocivité d’un acide dépend de la solubilité du sel qu’il forme lors de la réaction avec les hydrates du ciment. Les attaques acides se font principalement suivant un mécanisme de dissolution. Suivant le cas, le phénomène de dissolution peut être accompagné de la précipitation du sel formé lors de la réaction base + acide si le sel est peu soluble. Ce sel peut avoir un effet colmatant et ralentir les réactions de dissolution. Le produit final de dégradation par un acide peut-être un gel de silice résultant de la décalcification totale des C-S-H qui, selon Grube et al. [GRU 89], peut avoir un rôle protecteur à la surface du béton et ralentir les réactions. Ces auteurs insistent également sur le fait que les conditions de transport de l’agent agressif sont plus importantes que sa concentration. En ce qui concerne les pluies acides, cas extrême des eaux douces Les pluies dites « propres » ont généralement un pH compris entre 5,6 et 7. Elles n’ont pas d’effets nocifs sur le béton réalisé suivant les règles de l’art. Par contre,

631


les pluies dites « acides », dont le pH peut descendre jusqu’à 4 et parfois moins, sont agressives. L’occurrence de ce type de pluies est en relation principalement avec la pollution par les oxydes de soufre SOx d’origine industrielle ou domestique (combustion des charbons, fiouls, carburants) qui représentent environ un tiers de tous les oxydes de soufre de l’atmosphère. Le résultat est la formation d’acide sulfurique très hygroscopique qui se condense rapidement en gouttelettes susceptibles de contenir des métaux lourds (mercure, plomb, argent, cadmium) et des sulfates (d’ammonium, de sodium). Les oxydes d’azote NOx également présents se transforment en acide nitrique. La composition et le pH des pluies peuvent varier en fonction de la saison et des conditions locales. Le tableau 12.3 emprunté à Kreijger [KRE 81] donne quelques exemples de compositions d’eaux de pluie, relevées en Europe. Les pluies acides peuvent provoquer des dégradations superficielles suivant des processus plus ou moins complexes faisant entrer en jeu des phénomènes de dissolution dus aux acides (sulfurique, nitrique, carbonique) et d’expansion dus à la cristallisation de sels, tels que le gypse (salissures des façades) ou l’ettringite. En ce qui concerne les acides minéraux Les acides chlorhydrique et nitrique, acides minéraux forts qui par réaction avec la chaux du ciment donnent naissance respectivement, au chlorure de calcium CaCl2 et au nitrate de calcium (NO3)2Ca, sels très solubles, sont très agressifs visà-vis des ciments Portland [ZIV 01, ZIV 02]. L’acide sulfurique H2SO4, formé, par exemple, lors de l’oxydation de l’hydrogène sulfuré produit dans les réseaux d’assainissement [DUG 73] ou par condensation à partir du SO2 atmosphérique, est doublement agressif par son acidité et par l’anion SO42– qui peut conduire à la formation de sels expansifs tels que le gypse et l’ettringite (cf. § 3.5). L’acide phosphorique H3PO4, qui entraîne la précipitation de phosphates de calcium très peu solubles, est modérément agressif, mais provoque une désintégration lente du béton.

632


Tableau 12.3 : compositions d’eaux de pluie en mg/L, d’après Kreijger [KRE 81]. Composés ioniques

Kiruna (Suède Nord)

Plönnige (Suède Sud)

Ukkel (Belgique)

Francfort (Allemagne)

De Bilt (Pays-Bas)

SO42– Cl– NO3– NH4+ Na+ K+ Mg2+ Ca2+

2,0 0,4 0,3 0,1 0,3 0,2 0,1 0,6

4,9 3,5 2,0 0,9 2,0 0,3 0,4 0,8

6,0 2,0 2,3 0,5 1,0 0,2 0,4 1,3

16,3 3,9 2,8 3,2 1,1 1,9

7,4 2,8 2,7 0,7 2,1 0,2 0,4 1,0

Total

4,0

14,8

13,7

29,2

17,3

Nombre d’échantillons

180

180

189

138

83

Période

1955-1969

1955-1969

1956-1969

1960-1961

1956-1962

En ce qui concerne les acides organiques On les rencontre fréquemment dans les effluents rejetés par les industries chimiques (fabriques d’engrais, papeteries, teintureries, tanneries…) et agroalimentaires (vinaigreries, laiteries, fromageries, distilleries, conserveries, élevages…). Ils sont généralement moins agressifs que les acides minéraux. Ils peuvent dans certains cas avoir un effet colmatant sur le béton : c’est le cas par exemple, de l’acide tartrique (cuves à vin) ou de l’acide oxalique. Les acides organiques tels que les acides acétique, lactique, butyrique, formique, contenus dans certaines eaux usées, attaquent les constituants calciques du ciment. Ces acides faibles, peu dissociés1, sont généralement modérément agressifs et provoquent des dégradations lentes. Toutefois leur neutralisation par les ions alcalins (Na+, K+) et alcalino-terreux (Ca2+) entraîne la permanence de la dissociation de l’acide et corrélativement une augmentation de son agressivité par production cumulée d’ions H+. Des dégradations importantes du béton ont pu être observées en milieu agricole dans des silos ou cuves destinés à contenir les fourrages, fumiers, purins et sur des dallages d’étables (érosion, déchaussement des granulats, pertes de masses, mise à nu des aciers…). Ainsi, les études réalisées sur la dégradation de dalles en béton 1. Les acides forts tels que HCl sont complètement dissociés en ions H+ et Cl–. Les acides faibles tels que l’acide acétique CH3COOH sont faiblement dissociés en ions CH3COO– et H+ et leur solution renferme le composé sous forme moléculaire.

633


dans des porcheries [DEB 97] ont montré que le matériau était fortement attaqué par l’acide lactique et l’acide acétique provenant des aliments fermentés. Selon Bertron et al. [BER 04b, BER 05c, BER 07] le processus d’attaque est de même nature que celui qui est observé avec les acides forts : essentiellement dissolution des composés calciques avec production de sels de calcium solubles, l’anion n’ayant aucun effet spécifique. Il faut ajouter qu’aux dégradations d’origine chimique peuvent s’ajouter des phénomènes d’abrasion dus à la circulation des animaux. Les déjections animales (purins, fumiers) contiennent également les acides acétique, propionique, butyrique, iso-butyrique, tous agressifs [BER 05a]. Bertron et al. signalent également la présence d’acides gras volatiles très agressifs vis-à-vis du béton dans les cuves à purins ou à lisiers [BER 04b]. Dans les tourbières et les marécages, les acides humiques sont susceptibles d’atteindre des concentrations élevées. Ils peuvent échanger leurs ions H+ avec des cations de sels neutres et former des acides libres minéraux. Le pH peut s’abaisser jusqu’à 4. Indépendamment des moyens supplémentaires de protection qu’il peut être nécessaire de mettre en œuvre (résines, bitumes et autres revêtements), les mesures à prendre pour réduire les risques d’attaque par les acides, sont les suivantes : – bien identifier les risques : nature de(s) (l’)acide(s), concentrations, mode d’action (mobilité, renouvellement, température…), actions extérieures (piétinement, abrasion…) ; – utiliser des ciments à faible teneur en chaux, en particulier des ciments avec ajouts minéraux consommateurs de chaux (laitiers, cendres volantes silico-alumineuses, pouzzolanes réactives, fumées de silice). Les travaux de Mehta [MEH 85] effectués sur des bétons de faible rapport E/C contenant soit des fumées de silice soit un ajout de latex styrène-butadiène et soumis à des solutions d’acides chlorhydrique (1 %), sulfurique (1 %), lactique (1 %) et acétique (5 %), concluent à la meilleure tenue générale des bétons avec fumées de silice. L’effet du latex se traduirait par un enrobage des hydrates qui les protègerait des agressions chimiques. Les expériences de Bertron et al. [BER 04a] sur des pâtes de ciments (deux CEM I dont l’un à faible teneur en C3A, et un ciment au laitier de haut-fourneau) soumises à un mélange d’acides organiques à pH 4 simulant l’agression accélérée d’un lisier, montrent l’effet bénéfique du laitier sur les pertes de masse des échantillons et confirment la nécessité de réduire la quantité de chaux et d’augmenter celle de la silice (figure 12.6). D’autres tests ont été effectués par les mêmes auteurs sur un ciment au laitier de haut-fourneau et trois ciments Portland ordinai-

634


res, le premier sans ajout, le deuxième avec ajout de fumée de silice, le troisième avec ajout de cendres volantes : l’analyse du comportement des éléments chimiques Ca, Si, Al, Fe et Mg dans chacune des pâtes de ciments, montre l’influence favorable des éléments Si, Al et Fe sur la résistance chimique des liants vis-à-vis des acides organiques acétique, propionique, butyrique, iso-butyrique et lactique, ce dernier étant le plus agressif [BER 05a]. 0,35

1,6

0,25

Expansion (10– 3)

Perte relative de masse

0,30

0,20

1,2

0,15

1,0 0,8

0,10

1

1,4

2

0,6 0,4

I

0,2

3

I'

CEM I CEM I PM/ES

0,05 0

2

4

6

8

10

12

16

14

18

20 CEM 22 III/B 24

Âge (mois)

0,00 0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

20

Durée d'immersion (semaines)

Figure 12.6 : perte relative de masse de pâtes de ciment (E/C = 0,27) en fonction de la durée d’immersion dans une solution d’acides organiques (maintenue à pH 4) simulant un lisier de porc, d’après [BER 04b]. Les éprouvettes cylindriques (hauteur 75 mm, diamètre 25 mm) de pâtes de ciment ont été plongées après 28 jours de cure humide dans une solution d’acides organiques composée d’acides acétique (12,8 g/L), propionique (2,8 g/L), butyrique (1,6 g/L), iso-butyrique (0,6 g/L) et valérique (0,3 g/L) ramenée à pH 4 par une solution de soude à 2g/L et maintenue à ce pH par renouvellement de la solution. Le rapport volumique solide / liquide était de 0,059. Les courbes montrent que le ciment au laitier de type CEM III/B est celui qui présente la plus faible perte relative de masse alors que les deux ciments sans ajouts de type CEM I conduisent à des plus fortes pertes de masse, indépendamment de leur teneur en C3A (faible teneur pour le CEM I PM/ES (3,4 %), teneur élevée pour le CEM I (10,5 %)).

Des conclusions semblables ont été avancées par De Bélie et al. [DEB 96, DEB 97], qui classent la résistance des ciments aux attaques par les acides lactique et acétique dans l’ordre suivant, du plus résistant au moins résistant : ciment au laitier de haut-fourneau, ciment aux cendres volantes, ciment Portland ordinaire et ciment Portland sans C3A. Cependant, il convient de faire attention au choix des critères de durabilité utilisés pour qualifier un matériau ou un liant (profondeur dégradée, perte relative de

635


masse, taux de dissolution des éléments chimiques…) car cela peut conduire à des classements différents en terme de performances [BER05a, BER06]. Par ailleurs, les études réalisées par Monteny et al. [MON 01] ont montré l’effet bénéfique de l’addition d’un polymère de type ester styrène-acrylique sur la tenue des bétons soumis à l’acide sulfurique d’origine biogénique. La mise en œuvre de béton de haute compacité, susceptible de ralentir de manière importante le transport des acides au sein du béton, constitue également une bonne mesure de protection. Toutefois, en cas de risque d’attaque très sévère, il peut être nécessaire d’appliquer une protection supplémentaire, les phénomènes de dissolution et d’érosion superficielle ne pouvant être évités.

3.3. Milieux sulfatiques : dissolution/précipitation/risques d’expansion 3.3.1. Considérations générales L’action des sulfates sur le béton fait intervenir un certain nombre de phénomènes physico-chimiques complexes, dépendant de nombreux paramètres (type de sulfate, type de ciment, formule du béton, classe d’exposition…). Les réactions chimiques auxquelles elle conduit ainsi que leurs conséquences physiques (augmentation de la porosité, expansion…), peuvent provoquer des dégradations plus ou moins importantes. Bien que les cas réels d’ouvrages atteints soient relativement restreints [NEV 04], l’action des sulfates est généralement considérée comme un risque sérieux. Elle a été l’objet des préoccupations de nombreux chercheurs depuis Vicat, Le Chatelier [LEC 1887], Candlot [CAN 1898], Lafuma [LAF 29], Thorvaldson [THO 68] et tous ceux qui ont suivi ces pionniers. Si l’application stricte des normes et des recommandations en la matière (norme NF EN 206-1, normes des produits préfabriqués et fascicule de documentation FD P18-011) permet de maîtriser les risques dans la plupart des cas, des questions relatives aux différentes réactions mises en jeu, à leur couplage ainsi qu’aux mécanismes d’expansion induits, restent posées. Ces questions restent cruciales dans le contexte actuel où les contraintes écologiques conduisent à utiliser des formules de béton plus complexes incorporant de plus en plus d’additions minérales de toutes natures. Par ailleurs les exigences de durée de vie de plus en plus longues demandent une connaissance plus approfondie de tous les mécanismes physicochimiques mis en jeu, connaissance qui permettra de fiabiliser les modèles indispensables à la prédiction du comportement des ouvrages à très long terme. Parmi les modèles en cours de développement on peut citer à titre d’exemple le modèle déterministe de Marchand et al. [MAR 02, MAL 04]. Par ailleurs le besoin de connaissances est particulièrement évident dans l’élaboration des barrières ouvra-

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gées destinées à empêcher le relargage des radioéléments issus des déchets radioactifs [LEB 06].

3.3.2. Origine des sulfates Les sulfates peuvent avoir différentes origines: • ils peuvent d’abord provenir du régulateur de prise ajouté au ciment (gypse, hémi-hydrate, anhydrite) auquel s’ajoutent, en proportions variables, les sulfates contenus dans le clinker lui-même : sulfates alcalins (arcanite K2SO4, aphtitalite K3Na(SO4)2, langbeinite Ca2K2(SO4)3) et solutions solides dans les silicates de calcium [TAY 96]. La teneur en SO3 des ciments est limitée par la norme NF EN 197-1 à 3,3 % ou 4 % selon la classe de résistance du ciment. Sauf dans le cas, très spécifique, de formation différée d’ettringite traitée au chapitre 11, les sulfates contenus dans le ciment n’ont pas d’effet nocif ; • ils peuvent également provenir de l’utilisation de granulats pollués par des sulfates d’origine naturelle ou artificielle (gypse, plâtre, anhydrite ou encore pyrites). La norme NF XP P18-545 limite la teneur en soufre total et la teneur en sulfates solubles dans l’acide des granulats naturels pour béton : les valeurs spécifiées supérieures (vss), fonction de la classe de béton et des autres caractéristiques des granulats. Pour les bétons d’ouvrages d’art et de bâtiment cette valeur est de 0,4 % exprimée en soufre ou 0,8 % exprimée en SO3 ; • ils peuvent venir du milieu extérieur où ils se trouvent sous forme solide (sols gypseux), liquide (eaux naturelles percolant à travers les sols et solutions plus ou moins concentrées d’origine diverses), ou gazeuse (pollution atmosphérique par le SO2): – dans les sols où ils constituent un élément nutritif des plantes, leur concentration moyenne est comprise entre 0,01 % et 0,05 % en masse de sol sec. Des concentrations beaucoup plus importantes (> 5 %) peuvent se rencontrer dans les sols contenant du gypse CaSO4.2H2O ou de l’anhydrite CaSO4. C’est le cas du bassin parisien par exemple. La décomposition biologique aérobie des matières organiques et l’utilisation d’engrais sont également une source possible de sulfates. Le sulfate d’ammonium SO4(NH4)2, provenant des engrais, est particulièrement agressif. Les sols peuvent parfois contenir des sulfures de fer (pyrites) qui, par oxydation, peuvent donner naissance à l’acide sulfurique H2SO4, puis au gypse s’ils sont en contact de carbonate de calcium ou de chaux. Certains granulats peuvent également renfermer des inclusions de pyrite susceptibles de conduire à la formation de «pustules» inesthétiques sur les parements de béton. La fiche technique du producteur doit signaler la présence de ces pyrites ou

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autres sulfures lorsqu’ils sont sous forme de grains de dimensions supérieures à 2 mm, – les eaux d’infiltration peuvent se charger en ions SO42– au contact des sols ou des remblais contenant des sulfates. Le tableau 12.4 donne, à titre indicatif, la solubilité de différents sulfates dans l’eau à 20°C. Dans les environnements industriels, en raison de la pollution des sols, les eaux d’infiltration peuvent avoir des concentrations en sulfates correspondant à des niveaux très élevés d’agressivité, Tableau 12.4 : solubilité de différents sulfates dans l’eau à 20 °C. Type de sulfate

Solubilité en g/L

K2SO4 Na2SO4 Na2SO4.10H2O MgSO4.6H2O FeSO4.7H2O CaSO4 CaSO4.2H2O

111 58 194 440 260 2,1 1,2

– dans les environnements industriels et urbains, l’atmosphère peut contenir de l’anhydride sulfureux SO2 provenant des gaz de combustion (charbon, carburants divers). En présence d’humidité ces gaz sont susceptibles de s’oxyder pour donner de l’acide sulfurique très agressif. Leurs effets nocifs se manifestent tout particulièrement sous forme de salissures sur les façades et les parements où la réaction de l’acide sulfurique avec la chaux ou les carbonates de calcium conduit à la formation d’incrustations de gypse englobant les poussières en suspension dans l’air. – les fermentations anaérobies qui se produisent dans les ouvrages d’assainissement conduisent également à la formation d’acide sulfurique à partir de l’hydrogène sulfuré dégagé. Ce point particulier est traité au paragraphe 3.5.

638


3.3.3. Mécanismes généraux de dégradation par les sulfates Deux mécanismes principaux, indissociables, sont mis en jeu. Le premier mécanisme correspond au passage en solution (lixiviation) des ions calcium de l’hydroxyde de calcium, Ca(OH)2, et des C-S-H. Il constitue un aspect majeur, parfois sous-estimé, du processus de dégradation dont la conséquence est un accroissement de la porosité du matériau. L’accroissement de porosité se traduit par une augmentation de la perméabilité et de la diffusivité qui accélère le transfert des ions agressifs dans le matériau. Ce premier mécanisme peut être schématisé par les réactions qui se produisent avec le sulfate de sodium : Ca(OH)2 + Na2SO4 + 2H2O→ CaSO4.2H2O + 2NaOH (1) 3CaO.2SiO2.3H2O + 3Na2SO4 + 9H2O → 3CaSO4.2H2O + 6NaOH + 2SiO2.3H2O (2) Les deux réactions conduisent à la libération des ions Ca2+ et à la formation de gypse CaSO4.2H2O qui précipite si le produit des ions [Ca2+] . [SO42–] excède le produit de solubilité du composé. La portlandite est dissociée suivant la réaction : Ca(OH)2 ↔ Ca2+ + 2OH–. Les ions calcium des C-S-H, dont le rapport C/S diminue, passent progressivement en solution, le terme ultime de la réaction étant un gel de silice hydraté. Le second mécanisme, en relation avec le premier, correspond à la formation de sels tels que l’ettringite, trisulfoaluminate de calcium hydraté de formule chimique 3CaO.Al2O3.3CaSO4.32H2O. La précipitation de ce sel dans des conditions spécifiques décrites plus loin, peut conduire à des gonflements et des fissurations plus ou moins importantes du béton. Elle résulte de la réaction du gypse plus ou moins dissocié en ions SO42– et Ca2+, issus des réactions (1) et (2), avec les aluminates de calcium du liant : aluminates anhydres, essentiellement l’aluminate tricalcique C3A et, à un degré moindre, l’alumino-ferrite tétracalcique C4AF1, aluminates hydratés de type C4AH13 et monosulfoaluminate de calcium 3CaO.Al2O3.CaSO4.12H2O. Les réactions avec le C3A et avec le monosulfoaluminate peuvent s’écrire schématiquement : 3CaO.Al2O3 + 3CaSO4.2H2O + 26H2O → 3CaO.Al2O3.3CaSO4.32H2O (3) 3CaO.Al2O3.CaSO4.12H2O + 2CaSO4.2H2O + 16H2O → 3CaO.Al2O3.3CaSO4.32H2O (4) 1. C4AF est un terme de la série de solutions solides entre C2F et C6A2F. Les termes proches de C6A2F qui peuvent être présents dans certains clinkers, sont plus sensibles aux solutions sulfatiques.

639


La figure 12.7, établie à partir des travaux de Le Bescop et al. [LEB 06] réalisés sur des pâtes de ciment au contact de solutions très faiblement concentrées en sulfate, schématise assez bien le processus de dégradation et confirme bien les deux mécanismes fondamentaux de dissolution de la chaux et de précipitation de gypse et d’ettringite. Toutes ces réactions, qui se produisent à l’échelle microscopique, se traduisent sur l’ouvrage par l’endommagement du béton, la formation de fissures plus ou moins importantes et des pertes de raideur et de résistances mécaniques. L’accroissement de la perméabilité dû à la fissuration du matériau peut accélérer les dégradations. 100

Portlandite Gypse

80

Intensité

Ettringite 60

40

20

0 0

0,3

0,5

0,8

1,1

1,3

1,5

1,7

1,9

2,5

Profondeur (mm)

Figure 12.7 : distribution de la portlandite, du gypse et de l’ettringite en fonction de la profondeur dans une pâte de CEM I contenant 10 % de C3A, au contact d’une solution à 10.10–3 mol/L de Na2SO4, d’après Le Bescop et al. [LEB 06]. Les courbes qui représentent l’évolution de l’intensité relative du pic principal de diffraction des rayons X (DRX) de la portlandite, du gypse et de l’ettringite en fonction de la profondeur dans le matériau, font apparaître trois zones successives se recouvrant plus ou moins et progressant au cours du temps: – une zone de dissolution totale de la portlandite limitée par un front de dissolution abrupt ; – une zone assez large de précipitation de l’ettringite qui s’étend un peu au-delà du front de dissolution de Ca(OH)2 ; – une zone intermédiaire assez étroite de précipitation du gypse, limitée par le front de dissolution de la portlandite et se superposant à la zone de précipitation de l’ettringite.

La couche superficielle entre 0 et 0,5 mm est constituée d’un gel de silice hydratée amorphe qui se traduit par un halo en DRX. Dans les bétons d’ouvrages qui ont été en contact avec des solutions plus concentrées en sulfate, les différents fronts de dégradation peuvent ne pas être aussi bien différenciés, mais le mécanisme reste globalement le même.

640


La possibilité d’une expansion provoquée directement par la précipitation du gypse a été évoquée en particulier dans les travaux de Tian et al. [TIA 00] qui ont montré que des pâtes de C3S (en l’absence de C3A) mises en contact avec des solutions de Na2SO4 et (NH4)2SO4 manifestaient des gonflements importants en relation avec la formation de gypse. La question reste controversée mais ces essais confirment bien la sensibilité des C-S-H vis-à-vis des solutions sulfatiques. Il faut noter que ces mêmes essais ont également montré que les gonflements étaient annihilés par l’addition de fumée de silice, vraisemblablement en raison du rapport CaO/SiO2 plus faible des C-S-H ainsi formés.

3.3.4. Les différentes catégories d’ettringite Selon les conditions de sa formation, l’ettringite peut être expansive ou non expansive et il y a lieu d’insister fortement sur le fait que la présence de ce composé, même en quantité importante, n’est pas le signe automatique d’une agression par les sulfates. Différentes catégories d’ettringite doivent être distinguées dont la nomenclature, adoptée par le groupe de travail AFGC-RGCU GranDuBé Mesure des grandeurs associées à la durabilité des bétons [AFG 07], est la suivante : – ettringite de formation primaire qui est un produit normal de l’hydratation des ciments dû à la réaction du C3A avec le régulateur de prise (gypse, hémi-hydrate, anhydrite auxquels il faut ajouter les sulfates contenus dans le clinker proprement dit). Cette ettringite n’a aucun effet délétère. Il s’agit de celle, également, qui est à l’origine du durcissement des ciments spéciaux de type sursulfaté ou sulfoalumineux ; – ettringite de formation secondaire pouvant générer des gonflements, en relation avec un apport de sulfates externes dans les bétons formulés avec des ciments non résistants aux sulfates (ciments à teneur élevée en C3A et en C3S) ; – ettringite de formation secondaire ne provoquant pas d’expansion résultant de phénomènes de dissolution/recristallisation dus à la percolation d’eau dans le matériau poreux ou fissuré. Cette ettringite n’a pas de caractère expansif en ellemême mais peut accompagner des phénomènes d’expansion. C’est aussi celle qui est observée dans les fissures provoquées par l’ettringite de formation différée dans les bétons ayant subi un échauffement. Ce dernier aspect est traité dans le chapitre 11 du présent ouvrage.

3.3.5. Mécanismes d’expansion de l’ettringite Différentes théories ont été proposées pour expliquer le mécanisme suivant lequel l’ettringite provoque l’expansion du béton.

641


• Théorie des pressions de cristallisation qui suggère que la pression engendrée par la précipitation d’un sel quelconque est reliée au taux de sursaturation C/Cs de la solution par la relation : p = (RT / Vs) . [log (C/Cs)] (5) où : Vs = volume molaire du sel, C = concentration du sel dans la solution, Cs = concentration du sel à la saturation, R = constante des gaz parfaits et T = température absolue. À titre d’exemple, la pression de cristallisation du gypse pour un taux de sursaturation de 2 est de 28 MPa. Elle est de 160 MPa lorsque le taux de sursaturation est de 50. • Théorie de la double couche électrique de Mehta [MEH 73] où les forces d’expansion sont dues à la répulsion électrostatique entre les particules d’ettringite « colloïdale » chargées négativement, accompagnée d’une forte absorption des molécules d’eau polaires. • Gonflement par effet stérique étudié par Cottin [COT 79] et Li [LI 98] basé sur le fait que le volume des hydrates étant toujours supérieur au volume des anhydres dont ils sont issus, le composé néoformé, s’il ne dispose pas de l’espace nécessaire à sa formation, créera cet espace par augmentation du volume apparent du système. Mais, tout bien considéré, les trois théories sont moins différentes les unes des autres qu’il n’y paraît et elles peuvent être synthétisées de la manière suivante, conformément aux travaux de Scherer [SCH 99a] cités par Taylor [TAY 01] : – l’intensité de la force développée par la croissance d’un cristal dépend du degré de sursaturation de la solution, comme indiqué par l’équation 5 ci-dessus ; – le cristal ne croîtra pas là où il doit exercer une pression pour se développer s’il a la possibilité de croître dans des espaces libres (pores, fissures) ; – pour un cristal se développant dans un pore, dans certaines conditions d’équilibre, des pressions peuvent s’exercer sur les parois du pore si son rayon est inférieur à une certaine dimension (environ 100 nm). Les contraintes générées localement s’exercent sur des domaines de plusieurs dizaines à plusieurs centaines de micromètres, c’est-à-dire dans des espaces relativement restreints et confinés. De l’ensemble de ces considérations il ressort que les pressions de gonflement sont régies par deux paramètres majeurs : le degré de sursaturation local et le confinement dans des régions microporeuses de la pâte de ciment durcie, le confinement impliquant un degré de sursaturation élevé. Dans les ciments hydratés, des conditions extrêmes de sursaturation peuvent exister au niveau des sites réactifs (aluminates et silicates anhydres et hydratés) où, au

642


contact des sulfates venus du milieu extérieur, l’ettringite précipite instantanément in situ, suivant un processus dynamique d’échange entre la phase liquide interstitielle et les phases solides. Le professeur Lafuma [LAF 29], [LAF 52] avait déjà pressenti ce mécanisme en parlant de formation d’ettringite « à l’état solide » pour la distinguer de l’ettringite résultant d’une précipitation à partir de la solution. Les conditions nécessaires au gonflement sont particulièrement favorables dans les liants riches en hydroxyde de calcium où les ions Ca2+ libérés par la dissolution de Ca(OH)2 et des C-S-H peuvent réduire considérablement la solubilité de l’ettringite ainsi que le montre le tableau 12.5. Tableau 12.5 : solubilité de l’ettringite à 25 °C en fonction de la teneur en CaO de la solution. CaO (g/L)

0,056

0,112

0,168

0,224

0,607

1,080

Ettringite (g/L)

0,255

0,165

0,115

0,080

0,030

0,002

Bien que réalisés sur des systèmes chimiques s’éloignant de ceux des ciments Portland, les travaux de Nikitina et al. [NIK 80], illustrés par les figures 12.8a et 12.8b, montrent bien l’influence de la chaux sur le caractère expansif ou non de l’ettringite : des mélanges aluminate monocalcique + gypse avec et sans addition de chaux, ont été testés. En présence de chaux la formation d’ettringite provoque un gonflement important ; en l’absence de chaux et pour une même quantité d’ettringite formée, aucun gonflement n’est observé. avec CaO

sans CaO

60

8

50

7

Gonflement (%)

Ettringite (%)

sans CaO

40 30 20 10

avec CaO

6 5 4 3 2 1 0

0 0

0,04 0,25 1

2

3

7

28

Temps (jours)

Figure 12.8a : quantité d’ettringite formée en fonction du temps. Avec et sans addition de CaO les quantités formées sont les mêmes, d’après Nikitina et al. [NIK 80].

0

0,04 0,25

1

2

3

7

28

Temps (jours)

Figure 12.8b : gonflement des éprouvettes de la figure 12.8a en fonction du temps. Le gonflement est important en présence de CaO, d’après Nikitina et al. [NIK 80].

Les essais ont été réalisés sur deux mélanges : 70 % d’un ciment alumineux + 30% de gypse, d’une part, et 65 % de ciment alumineux + 30 % gypse + 5 % CaO, d’autre part. La mesure des déformations linéaires des éprouvettes et des quantités d’ettringite formée, montre que pour des quantités égales

643


d’ettringite formée, le gonflement du premier mélange sans addition de chaux est extrêmement faible alors que le gonflement du second mélange est très élevé. La différence de comportement réside dans le mode de cristallisation de l’ettringite : précipitation dans les espaces libres du liant dans le premier cas, réaction topochimique au contact des grains d’aluminate, en milieu confiné dans le second cas. La solubilité de l’ettringite est fortement diminuée par la présence de chaux (cf. tableau 12.5) qui permet l’établissement des conditions particulières de sursaturation locales à l’origine de la formation de l’ettringite à caractère expansif.

Dans les processus de formation d’ettringite, il y a lieu également de tenir compte des alcalins présents dans la solution interstitielle du béton qui peuvent avoir une influence notable sur les conditions de stabilité du minéral en favorisant son passage en solution. Ce qui précède conduit à distinguer deux faciès principaux d’ettringite selon qu’elle résulte d’une précipitation en milieu non confiné dans les espaces libres du matériau, ou d’une réaction localisée sur un site réactif (aluminate), en milieu confiné. Le premier faciès correspond à celui de l’ettringite primaire, dite «bien cristallisée», ne provoquant pas d’expansion et se présentant sous forme d’aiguilles (figure 12.9) ; le second est caractéristique de l’ettringite secondaire, dite «mal cristallisée», pouvant provoquer de l’expansion, d’aspect plus ou moins amorphe et sans forme cristalline nettement exprimée (figure 12.10). Le faciès de cette dernière suggère bien les conditions de confinement dans lesquelles elle s’est formée ainsi que son mode de formation topochimique. Les deux faciès décrits ci-dessus peuvent coexister : la percolation d’eau dans le béton attaqué par les sulfates entraîne la dissolution et la recristallisation de l’ettringite d’origine topochimique qui reprécipite sous une forme bien cristallisée dans les microfissures et les pores résultant de l’attaque. Il s’agit dans ce cas d’ettringite secondaire non expansive. Entre les deux faciès principaux il existe de nombreux faciès intermédiaires observables dans tous les bétons, dégradés ou non, et le seul faciès tel qu’observé au MEB ne suffit pas au diagnostic d’une attaque sulfatique. La mise en œuvre des autres techniques d’analyse physico-chimique est indispensable [AFG 07].

644


2 1

Figure 12.9 : ettringite primaire bien Figure 12.10 : 1 = ettringite massive dite cristallisée ne provoquant pas d’expansion : «mal cristallisée» formée en milieu confiné; précipitation dans les espaces vides à partir 2 = ettringite secondaire recristallisée à de la solution (photo LERM). partir de 1 (photo LERM). Ettringite précoce résultant de la réaction entre le gypse et le C3A. Précipitation en milieu normalement saturé et croissance libre dans la porosité du béton. Pression de cristallisation faible.

Formation au contact d’un site réactif en milieu confiné fortement sursaturé. Pression de cristallisation élevée, développement de contraintes localisées, fissuration du matériau par « effet de coin ».

3.3.6. Influence du cation associé au sulfate L’agressivité des sulfates est plus ou moins forte en fonction du cation associé à l’anion SO42– : – les sulfates de calcium, présents dans les sols sous forme de gypse et d’anhydrite ou dans les eaux souterraines, sont agressifs vis-à-vis du béton malgré leur faible solubilité (cf. tableau 12.4) suivant un processus plus lent que celui qui est observé avec les sulfates de magnésium et d’ammonium ; – les sulfates de sodium ou de potassium beaucoup plus solubles entraînent des dégradations plus rapides par formation de gypse et d’ettringite ainsi que par lixiviation de la chaux de la portlandite et des C-S-H ; – le sulfate de magnésium très soluble et extrêmement agressif, conduit à des réactions plus complexes faisant intervenir des échanges Ca2+ → Mg2+ avec formation de brucite Mg(OH)2. Les différentes réactions peuvent être schématisées comme suit : Ca(OH)2 + MgSO4 + 2H2O → CaSO4.2H2O + Mg(OH)2 (6) 3CaO.Al2O3 + 3CaSO4.2H2O + 26H2O → 3CaO.Al2O3.3CaSO4.32H2O (7) C-S-H + MgSO4 + aq. → CaSO4.2H2O + Mg(OH)2 + (C,M)-S-H (8) La portlandite réagit avec MgSO4 pour donner du gypse et de la brucite ; le gypse réagit avec le C3A ou les aluminates hydratés du liant pour former de l’ettringite;

645


les C-S-H sont progressivement dégradés par formation de gypse, de brucite et d’un silicate hydraté calco-magnésien de type (C,M)-S-H dans lequel le calcium est remplacé plus ou moins complètement par le magnésium. Le produit résultant final peut être un mélange de brucite et d’un gel de silice. La formation de ces phases consomme des ions OH–, et la diminution du pH qui en résulte provoque la dissolution de la plupart des hydrates de la matrice cimentaire. Le calcium libéré réagit avec les sulfates pour former du gypse. Selon les travaux de Ganjian et al. [GAN 05] et de Lee et al. [LEE 05] la présence de portlandite serait bénéfique car elle retarderait l’action des ions magnésium dont elle permettrait le piégeage sous forme de brucite. La quantité résiduelle de magnésium susceptible d’attaquer les C-S-H serait inversement proportionnelle à la quantité de portlandite initialement présente dans la matrice cimentaire. Cela expliquerait pourquoi des bétons à base d’additions pouzzolaniques, telles que les métakaolins ou les fumées de silice, peuvent s’avérer moins résistants que des bétons sans pouzzolanes lorsqu’ils sont immergés dans une solution de sulfate de magnésium [GAN 05, LEE 05]. En revanche, selon Sabir et al. [SAB 01], la présence de métakaolins améliore le comportement des bétons au contact d’une solution de sulfate de sodium ; – le sulfate d’ammonium, présent dans les engrais est probablement le plus agressif de tous les sulfates vis-à-vis du ciment Portland. La réaction de base peut s’écrire : Ca(OH)2 + SO4(NH4)2 + 2H2O → CaSO4.2H2O + 2NH4OH La réaction est accompagnée d’un dégagement d’ammoniac qui tend à déplacer la réaction vers la droite. L’agressivité particulière de ce sel est en relation avec l’accroissement de solubilité du sulfate de calcium dans les solutions de sulfate d’ammonium : la chaux est rapidement lixiviée et la concentration en ions SO42– est plus élevée. La possibilité de formation d’un sel double de la forme CaSO4.(NH4)2SO4.2H2O a été évoquée par Mohr [MOH 25].

3.3.7. Paramètres conditionnant la résistance des bétons aux environnements sulfatiques Ces paramètres sont les suivants : – paramètres environnementaux. Une analyse approfondie des conditions environnementales générales et locales est indispensable afin de définir la classe d’exposition de la structure ou des éléments de structure selon la norme NF EN 206-1 et le fascicule de documentation FD P 18-011. Cette analyse permet

646


d’adapter au mieux la formulation du béton en tenant compte, par ailleurs, des contraintes économiques et des exigences de durée de vie ; – paramètres physiques liés au matériau. Il s’agit essentiellement de la compacité qui détermine les capacités de transfert du béton vis-à-vis de l’eau et des ions agressifs et qui est bien représentée par la perméabilité et la diffusivité. Ces propriétés dépendent du dosage en ciment, du rapport E/C, mais aussi de l’étendue granulaire en relation avec un dosage optimal en fines [BAR 96a]. L’influence du rapport E/C, auquel est reliée la compacité du béton, est illustrée par la figure 12.11 ; – paramètres chimiques liés à la composition du ciment qui conditionnent les réactions susceptibles de se produire compte tenu de l’environnement : La teneur en C3A est un paramètre dont l’importance est illustrée par la figure 12.12 relative à quatre mortiers A, B, C et D de teneurs croissantes en C3A, conservés dans une solution mixte de sulfates de magnésium et de sodium. La norme NF P15-317 Ciments pour travaux à la mer, applicable également aux milieux sulfatiques moyennement agressifs, fixe les teneurs limites en C3A et en SO3 en fonction du type de ciment. Les travaux de Paillère [PAI 85] ont montré que le rapport C3A/SO3 avait une certaine importance vis-à-vis de la tenue des ciments. Un rapport inférieur à 3 serait favorable. Pour tenir compte également de la vulnérabilité des constituants riches en chaux Ca(OH)2 et C-S-H (dont le comportement dépend du rapport CaO/SiO2), la norme NF P15-317 prévoit une limitation de la teneur en C3S des ciments de type CEM I et CEM II/A sous forme d’un indice (dit « indice de Sadran ») dont le calcul fait intervenir les teneurs en C3A et en C3S du ciment ou du clinker, selon le type de ciment. Cet indice est égal à : %C3A + 0,27 % C3S. L’ensemble des prescriptions de la norme NF P15-317 est résumé dans le tableau 12.6. Les prescriptions de la norme NF P15-319 Ciments pour travaux en eaux à haute teneur en sulfates sont résumées dans le tableau 12.7. Aucune spécification chimique particulière n’est prévue pour les ciments de haut-fourneau de type CEM III/A, B ou C en ce qui concerne les teneurs en C3A et en sulfates. Toutefois, la teneur en laitier granulé de haut-fourneau des CEM III/A doit être supérieure ou égale à 60 %. Dans les CEM V, la teneur en CaO totale du ciment est limitée à 50 %.

647


D 12 %

0,5

E/C = 0,80

0,3 E/C = 0,60 0,2

Expansion (%)

Expansion (%)

0,4

0,4 0,3

C9%

0,2 B7%

0,1 E/C = 0,45 0

1

2

3

4

Âge (mois)

Figure 12.11 : relation entre le rapport E/C d’un mortier et l’expansion en milieu sulfatique, d’après Ouyang [OUY 88].

0,1

0

A4% 2

4

6

8

10

Âge (mois)

Figure 12.12 : relation entre la teneur en C3A du ciment et l’expansion de mortiers, d’après Ouyang [OUY 88].

Les essais sont réalisés conformément à la norme ASTM C1012 : mortiers contenant 20 % de ciment et 80 % de sable, immergés dans une solution à 4,3 % de MgSO4 + 2,5 % de Na2SO4. Sur la figure 12.12 les mortiers ne diffèrent que par leur rapport E/C. Sur la figure 12.13, les mortiers diffèrent par la teneur en C3A du ciment. Un rapport E/C élevé entraîne une porosité élevée qui facilite la lixiviation de la chaux et le transfert des ions sulfates dans le matériau dont le degré d’attaque et le gonflement sont également plus élevés. Le gonflement du mortier de E/C = 0,80 est environ trois fois plus élevé que celui du mortier de E/C = 0,45. Plus la teneur en C3A du ciment est élevée plus le gonflement est important. S’agissant ici d’un milieu très fortement agressif (classe d’exposition XA3 de la norme NF EN 206), seul le ciment à 4% de C3A donne un gonflement faible. Bien que le comportement de mortiers ne puisse être extrapolé à celui de bétons, ces essais montrent bien l’influence des deux paramètres : rapport E/C, dont dépend la compacité du béton, et teneur en C3A du ciment, dont dépend la formation d’ettringite. Dans un environnement tel que celui qui a été utilisé ici, la norme NF EN 206-1 prescrirait un béton de rapport E/C 0,45 dosé au moins à 360 kg/m3 d’un ciment résistant aux sulfates selon la norme NF P15-319.

648


Tableau 12.6 : critères de composition de la norme NF P15-317 pour les ciments destinés aux travaux à la mer et en milieux sulfatiques moyennement agressifs. Ciment

C3A

Ajout

SO3

% C3A + 0,27 % C3S

≤ 3 % si C3A ≤ 8 % ≤ 10 %

CEM I

≤ 2,5% si 8 % ≤ C3A ≤ 10 %

23,5%/ciment

≤ 3 %/ciment

–

CEM II/A-S(a) CEM II/A-V CEM II/A-D

≤ 13 %

≤ 11,5 %/clinker

≤ 13 %

≤ 10 %/ciment

CEM II/A-P

≤ 20 %

≤ 10 %/clinker

≤ 3 %/ciment

CEM II/A-L

≤ 20 %

≤ 10 %/clinker

≤ 3 % si C3A clinker ≤ 8 % ≤ 2,5 % si 8 ≤ C3A clinker ≤ 10 %

≤ 26 %/clinker si P ≥ 10 % ≤ 23,5 %/clinker si P ≤ 10 % ≤ 23,5 %/ciment

CEM III/A CEM III/B CEM III/C

Limitation des ions sulfure S2– ≤ 2%/ciment

CEM V/A CEM V/B

Limitation des ions sulfure S2– ≤ 2%/ciment CaO ≤ 50% /ciment

(a) S = laitier ; V = cendres volantes ; D = fumées de silice ; P = pouzzolanes ; L = calcaire. Tableau 12.7 : critères de composition de la norme NF P15-319 pour les ciments destinés aux travaux en eaux à haute teneur en sulfates. Ciment

C3A

C3A + 2C4AF

SO3

CEM I

≤ 5%

≤ 20 %

≤ 3 % si C3A ≤ 3 % ≤ 2,5 % si 3 % ≤ C3A ≤ 5 %

CEM II/A et B

≤ 5%

≤ 20 %

≤ 4%

CEM III/A CEM III/B et C

La teneur en laitier du CEM III/A doit être ≥ 60 % Pas de spécifications chimiques particulières

CEM V/A et B

CaO ≤ 50 %/ciment

La teneur du béton en additions minérales. Les laitiers granulés de haut-fourneau, les cendres volantes silico-alumineuses, les pouzzolanes naturelles ou artificielles, les fumées de silices, utilisés soit en tant que constituants principaux des ciments (norme NF EN 197-1), soit en tant qu’additions dans les bétons1, 1. Normes NF EN 15167-1 et 15167-2 pour les laitiers de haut-fourneau ; norme NF EN 450 pour les cendres volantes ; normes NF EN 12263-1 et 12263-2 pour les fumées de silice ; norme NF P18-508 pour les additions calcaires ; norme NF P18-509 pour les additions siliceuses.

649


améliorent généralement la résistance des bétons aux agressions sulfatiques. Ces produits minéraux peuvent avoir plusieurs effets : – dilution de la partie clinker du ciment avec réduction concomitante de la teneur en aluminates et silicates de calcium du ciment ; – consommation de la chaux issue de l’hydratation du clinker. Il en résulte une réduction de la teneur en portlandite, composé vulnérable vis-à-vis des solutions sulfatiques, la production d’une plus grande quantité de C-S-H de rapport CaO/ SiO2 plus faible et de structure plus dense [RIC 04], tous facteurs favorables à la résistance chimique du béton ; – modification de la microstructure de la pâte de ciment dans le sens d’un accroissement de compacité ; – accroissement de la compacité du béton par optimisation de l’étendue granulaire du mélange avec réduction corrélative de la perméabilité et de la diffusivité, indicateurs majeurs de durabilité. En ce qui concerne les laitiers de haut-fourneau, les ciments contenant au moins 60 % de laitier granulé vitreux sont réputés pour leur bonne résistance à l’action des sulfates. Ce comportement est dû aux effets de dilution, de réduction de la teneur en chaux et de modification de la microstructure de la pâte de ciment dont la densification très importante au cours du temps (figure 12.13) réduit notablement la capacité de transfert des ions agressifs dans le béton.

Figure 12.13 : exemple de microstructure très compacte d’un liant à base de laitier. 1 = laitier anhydre ; 2 = C-S-H denses au contact du grain de laitier. Fractographie au MEB (Photo LERM). Au terme de plusieurs dizaines d’années, le béton à base de ciment de type CEM III possède une compacité très élevée. La surface de rupture de l’échantillon, obtenue par choc à l’aide d’un burin, est franche et relativement lisse. Le grain de laitier central non complètement hydraté est pseudomorphosé par des C-S-H très denses. La porosité capillaire est extrêmement faible et explique les faibles coefficients de diffusion des chlorures tels qu’illustrés par la figure 12.14.

650


Cette propriété est bien illustrée par la figure 12.14 due à Smolczyck [SMO 80] qui montre que le coefficient de diffusion de l’ion Cl– diminue lorsque la teneur en laitier augmente. Laitier/clinker = 0/100

Laitier/clinker = 40/60

Laitier/clinker = 70/30

5

Cl– % pondéral

4

0,7

0,6

3

0,5

2

1

0,6 0,5

0,7

0 0

0,5

1

2

Temps (année)

Figure 12.14 : pénétration des chlorures dans des bétons en fonction de la teneur en laitier du ciment et du rapport E/C, d’après Smolczyck [SMO 80]. Les essais ont été réalisés sur des prismes de béton 100 × 100 × 500 mm conservés dans une solution de NaCl à 3 mol/L pendant deux ans. Chaque béton est gâché à trois rapports E/C, respectivement 0,70, 0,60 et 0,50. Les mesures de la concentration en ions chlore ont été effectuées dans la tranche de béton comprise entre 20 et 30 mm. Les quantités de chlorures les plus élevées sont mesurées dans les bétons sans laitier. Ces quantités sont d’autant plus importantes que le rapport E/C est plus élevé. À partir de 40 % de laitier la pénétration des chlorures est très fortement réduite et l’influence du rapport E/C devient faible. Pour 70 % de laitier la pénétration est extrêmement faible, quel que soit le rapport E/C. Ce comportement est dû au développement d’une microstructure très compacte.

En ce qui concerne les cendres volantes silico-alumineuses, des teneurs de l’ordre de 20 à 30 % ont généralement un effet bénéfique sur la tenue des bétons vis-à-vis des attaques sulfatiques1. Ceci est dû, d’une part, à un effet chimique : consommation de la chaux et réduction du rapport CaO/SiO2 des C-S-H et, d’autre part, à un effet physique en relation avec les modifications de microstructure du liant hydraté: diminution de la perméabilité et de la diffusivité. La figure 12.15, extraite de [BAR 99b] et établie d’après les travaux de Dhir et Byars [DHI 93], montre l’influence bénéfique des cendres sur le coefficient de diffusion des ions chlorure dans 1. Le tableau NA.F.1 de la norme NF EN 206-1 autorise des additions de cendres volantes jusqu’à 30 % dans les bétons soumis aux classes d’environnement XA1 et XA2. Elle ne les autorise pas pour les environnements de classe XA3. Toutefois la norme NF P18-319 relative aux ciments pour travaux en milieu à haute teneur en sulfate autorise l’emploi des ciments CEM II/A et II/B pouvant contenir respectivement jusqu’à 20 % et 35 % de cendres volantes.

651


le béton. Il y a lieu de rappeler que les cendres volantes ont une cinétique d’hydratation lente et que leurs effets ne se manifestent pas avant au moins 28 jours d’hydratation mais qu’à long terme elles peuvent avoir des performances très élevées tant du point de vue des propriétés de transfert que du point de vue des résistances mécaniques. L’exemple du pont Vasco de Gama construit sur l’estuaire du Tage à Lisbonne constitue un bon exemple : les bétons dosés à 430 kg/m3 d’un ciment contenant 22 % de cendres silico-alumineuses peuvent atteindre des coefficients de diffusion proches de 10–13m2.s–1 et des perméabilités à l’oxygène inférieures à 10–18m2 [LIN 05], valeurs correspondant à des bétons de durabilité élevée selon le guide AFGC pour la mise en œuvre d’une approche performantielle sur la base d’indicateurs de durabilité [AFG 04]. En ce qui concerne les fumées de silice, leur emploi a également un impact favorable sur la tenue des bétons vis-à-vis des attaques sulfatiques. La figure 12.16, établie à partir des travaux de Tang et al. [TAN 92], montre une diminution importante du coefficient de diffusion des ions chlorure en fonction de la teneur en fumées de silice. Comme dans le cas du laitier de haut-fourneau et des cendres volantes, l’action bénéfique de cette addition est due à la consommation rapide de la chaux libérée par l’hydratation du ciment et à la formation concomitante de C-SH de rapport CaO/SiO2 plus faible, d’une part, et à l’accroissement important de compacité du matériau, d’autre part. Cet accroissement est en relation avec l’étendue granulaire très large des formulations incorporant des particules aussi fines que les fumées de silice ( 0,1 µm en moyenne), pourvu bien entendu que la teneur en fines soit optimisée [BAR 99a].

652


25 MPa 35 MPa 50 MPa 60 MPa 70 MPa 100

10

Coefficient de diffusion (.10-13 m2/s)

Log D (.10–13 m2/s)

100

1

0,1

30 1 10 2 3 3

Fumées de silice 1

1

0,3

0%

2

6%

3

12 %

4

24 %

4

0,1 0

10

20

30

40

50

Teneur en cendres volantes (%)

Figure 12.15 : coefficient de diffusion à 28 jours des ions chlorure en fonction de la teneur en cendres, de différentes classes de béton, d’après Dhir et al. [DHI 93].

1

2

5

10

20

50

100

200

Âge (jours)

Figure 12.16 : évolution du coefficient de diffusion des ions chlorure en fonction du temps dans des BHP contenant des dosages croissants en fumées de silice, d’après Tang et al. [TAN 92].

Les coefficients de diffusion sont mesurés par un essai accéléré de migration sous champ électrique. Quelle que soit la classe de béton, l’addition de cendres volantes réduit de façon notable le coefficient de diffusion bien que la mesure à l’échéance de 28 jours soit peu favorable aux cendres qui ne libèrent leur potentiel hydrauliques que tardivement ( 90 jours). La réduction est de près de deux ordres de grandeur dans le cas du BHP (70 MPa) à 30 % de cendres. Elle est également importante pour les bétons courants ( 35 MPa). Les fumées de silice réduisent également fortement le coefficient de diffusion des ions chlorure : par exemple, dans le cas présenté, l’addition de 12 % de fumées de silice réduit le coefficient de diffusion à 28 jours d’un ordre de grandeur ; l’addition de 24 % de fumées de silice réduit le coefficient de diffusion à 200 jours de deux ordres de grandeur.

En ce qui concerne les pouzzolanes naturelles, pourvu que leur « pouzzolanicité », ait été contrôlée, leurs effets sont voisins de ceux décrits pour les autres additions : effet chimique de consommation de la chaux et de production de C-S-H moins basiques, effet physique d’accroissement de compacité. Ce type de matériau, peu utilisé en France mais très répandu en Italie a été bien étudié par Massazza [MAS 93]. Les métakaolins, obtenus par activation d’argiles kaoliniques à des températures comprises entre 700 °C et 800 °C, constituent des pouzzolanes efficaces vis-à-vis de la durabilité des bétons et de l’attaque sulfatique [SIN 06]. Leur incorporation au ciment dans des proportions comprises entre 10 et 20% en masse, entraîne un déplacement de la porosité de la pâte de ciment vers les pores les plus fins, un ac-

653


croissement de la teneur en C-S-H, une diminution de la teneur en Ca(OH)2 [AMB 94]. À propos de la résistance des ciments à base d’argiles naturelles calcinées et de fumées de silice, il convient de rappeler les travaux de Ganjian et al. [GAN 05] et de Lee et al. [LEE 05] déjà cités, qui mettent en doute l’efficacité de ces additions vis-à-vis de la résistance aux solutions de sulfates de magnésium. En ce qui concerne les calcaires, qui réagissent très peu avec les hydrates du ciment [MOR 82], et indépendamment de l’effet de dilution, l’effet peut être essentiellement un « effet filler », c’est-à-dire un accroissement de compacité si la quantité ajoutée au béton est optimisée [BAR 99a]. Par ailleurs, il y a lieu de rappeler la possibilité de formation de thaumasite (une forme d’attaque sulfatique présentée au paragraphe 3.4) si le béton se trouve dans des conditions environnementales favorables à cette réaction (température < 15 °C, humidité élevée…). Les dégradations par les sulfates ont lieu selon deux processus principaux interdépendants : – lixiviation des constituants calciques Ca(OH)2 et C-S-H du liant ; – précipitation de sels pouvant provoquer de l’expansion : gypse et surtout ettringite. L’ettringite existe sous différentes formes dans le béton et sa présence n’est pas le signe automatique d’une attaque sulfatique. Son caractère expansif ou non dépend des conditions physico-chimiques de sa formation en relation avec la composition chimique et minéralogique du ciment (teneurs en C3A, C3S, SO3…), la formule du béton (dosage en ciment, E/C, teneur en fines…) et les conditions environnementales (nature du sulfate, température, hygrométrie…). Le mécanisme d’expansion, non complètement élucidé, est en relation avec les pressions de cristallisation élevées développées, au niveau des sites réactifs (aluminates anhydres ou hydratés), dans des espaces microporeux et confinés de la pâte de ciment où règnent des conditions de sursaturation vraisemblablement très élevées. L’utilisation d’additions minérales (laitier de haut-fourneau, cendres silico-alumineuses, fumées de silice, pouzzolanes) consommatrices de chaux, productrices de C-S-H abondants de rapport CaO/SiO2 plus faibles et pouvant contribuer à l’accroissement de la compacité du béton, permet de réduire les risques de dégradation.

3.4. La formation de thaumasite : un cas particulier d’attaque sulfatique La thaumasite est un sulfo-silico-carbonate de calcium de formule générale CaSiO3.CaSO4.CaCO3.15H2O. C’est un minéral rare à l’état naturel que l’on peut trouver dans certaines roches métamorphiques ayant subi des transformations

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d’origine hydrothermale. La formation de ce composé, qui a pu être observé dans des mortiers (maçonneries anciennes) et des bétons (fondations, pieux, tunnels…), peut engendrer des dégradations importantes. Toutefois la présence de thaumasite n’est pas toujours associée à des dégradations, ce qui a conduit, en Grande Bretagne, à distinguer une forme nocive et une forme non nocive [CRA 02]. La formation de thaumasite nécessite : – une source d’ions calcium : portlandite ou silicates de calcium (C-S-H) ; – une source d’ions sulfate : sulfates d’origine interne ou externe ; – une source de silice : C-S-H ou autre forme de silice réactive ; – une source d’ions carbonate : CaCO3 (calcite), CO2 atmosphérique, CO2 dissout ; – de l’eau en quantité suffisante pour assurer le transport des espèces réactives ; – une température inférieure à 15 °C. Par ailleurs, la présence d’alumine (provenant en particulier du C3A du ciment), non nécessaire intrinsèquement, accélère sa formation. Bien que les deux minéraux soient souvent associés (et confondus !), les mécanismes de formation de la thaumasite et de l’ettringite ainsi que les dégradations qu’elles provoquent sont tout à fait différents. On rappelle (cf. § 3.3.3 à 3.3.5) que l’ettringite se forme par réaction avec les aluminates anhydres ou hydratés du liant pour donner le composé 3CaO.Al2O3.3CaSO4.32H2O qui, lorsqu’il précipite en milieu confiné, peut provoquer des contraintes localisées, des gonflements et des fissurations. Dans ce processus, les aluminates jouent un rôle prépondérant. Dans le cas de la thaumasite, les composés subissant les transformations les plus importantes sont les C-S-H, qui sont consommés dans les réactions avec les sulfates et les carbonates décrites ci-dessous. Le résultat observé est un composé riche en silice, en carbonate et en sulfate mais ne contenant pas (ou très peu) d’alumine. Par ailleurs la désagrégation du béton se traduit par la formation d’un produit sans cohésion, de consistance molle, résultant essentiellement de la dégradation des C-S-H. Un exemple de béton dégradé par formation de thaumasite est donné par la figure 12.17. Selon Bensted [BEN 99, BEN 03], la thaumasite peut se former selon deux voies différentes : formation directe à partir des C-S-H qui réagissent avec les ions SO42-, CO32–, Ca2+ et un excès d’eau ; ou formation à partir de woodfordite, solution solide résultant de la réaction de l’ettringite avec les C-S-H, les ions carbonate et les ions Ca2+.

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La réaction chimique directe à partir des C-S-H peut s’écrire : Ca3Si2O7.3H2O + 2(CaSO4.2H2O) + CaCO3 + CO2 + 23H2O → Ca6[Si(OH)6]2(CO3)2(SO4)2.24H2O ou encore : Ca3Si2O7.3H2O + 2(CaSO4.2H2O) + 2CaCO3 + 24H2O → Ca6[Si(OH)6]2(CO3)2(SO4)2.24H2O + Ca(OH)2 La formation à partir de la woodfordite peut s’écrire : Ca6[Al(OH)6]2.(SO4)3.26H2O + Ca3Si2O7.3H2O + CaCO3 + CO2 + xH2O → Ca6[Si(OH)6]2(CO3)2(SO4)2.24H2O + CaSO4.2H2O + Al2O3.xH2O + 3Ca(OH)2 et : Ca(OH)2 + CO2 → CaCO3 + H2O Köhler et al. [KÖH 06] ont également montré la possibilité de formation de la thaumasite à partir de l’ettringite suivant un processus de nucléation de la thaumasite sur la surface de l’ettringite favorisé par les similitudes de structure cristalline des deux composés. C’est la raison pour laquelle la teneur en C3A joue un rôle important dans les processus de dégradation en favorisant plus ou moins la cristallisation transitoire d’ettringite et par conséquent la formation de thaumasite [TRÄ 03]. La formation de thaumasite à partir de l’ettringite a été observée en particulier dans des ouvrages anciens où elle constituait le stade ultime des dégradations [REG 78]. La structure cristallographique et la morphologie de la thaumasite présentent de très grandes analogies avec celles de l’ettringite avec laquelle elle peut être confondue. Leurs formules respectives peuvent s’écrire : Ca6[Si(OH)6]2.(CO3)2.(SO4)2.24H2O pour la thaumasite Ca6[Al(OH)6]2.(SO4)3.26H2O pour l’ettringite L’analyse par diffraction des rayons X permet de les distinguer par les raies principales relativement proches, données dans le tableau 12.8. Le faciès cristallin de la thaumasite est illustré par la figure 12.18.

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Figure 12.17 : béton dégradé par formation de thaumasite. Perte totale de cohésion. Mise à nu de l’armature.

Figure 12.18 : thaumasite observée au microscope électronique à balayage (MEB). Formation en baguettes trapues (photo LERM).

Exemple de dégradation du béton constitutif des fondations d’un bâtiment par formation de thaumasite. Le béton est de classe C 30/35, formulé avec des granulats calcaires et un ciment de type CEM II/A-L avec fillers calcaires : la présence de sulfates associée à un environnement très humide où pouvait régner des températures largement inférieures à 15 °C, a entraîné la dégradation rapide du béton par formation du produit «boueux» sans cohésion, caractéristique de ce type d’attaque sulfatique, mettant en danger la stabilité du bâtiment (figure 12.17). Le produit boueux est formé de cristaux de thaumasite auxquels peuvent être associés de l’ettringite, et des C-S-H dégradés.

Tableau 12.8 : principales raies de diffraction de rayons X de la thaumasite et de l’ettringite [COL 99]. Thaumasite

Ettringite

2θ Cu kα

Intensité relative

2θ Cu kα

Intensité relative

9,15 16,00 32,98

100 45 35

9,08 15,75 32,25

100 80 40

Bien que les cas de dégradation recensés en France jusqu’à présent soient très rares, le risque « thaumasite » est à prendre en considération dans des situations bien précises. La formation de thaumasite a été constatée dans des maçonneries anciennes où, lors de réparations, ont été utilisés des liants à base de chaux et de pouzzolanes ou des ciments Portland : l’hydratation de ces liants et leur carbonatation donne lieu à formation de C-S-H, d’aluminates hydratés et de CaCO3. En présence d’eau et de sulfates, ces composés peuvent conduire à la formation d’ettringite et/ou de thaumasite [COL 99]. La thaumasite a été identifiée également dans les piles de béton d’un bâtiment scientifique construit dans l’Arctique [BIC 99] : l’environnement sulfatique et la

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température proche de 0 °C en été, lors de la fonte du permagel1, a permis la formation de thaumasite qui s’est traduite par la transformation partielle du béton en un produit « boueux » sans résistance mécanique. En Grande-Bretagne, plus de 60 cas de dégradation par formation de thaumasite ont été recensés [CRA 02] dans des ouvrages aussi différents que des maçonneries, des fondations, des dalles exposées à des sols sulfatiques, des couches de base routières, des conduites d’eaux usées, des revêtements de tunnels ainsi que des fondations de ponts d’une autoroute. Les constructions concernées couvrent une période de 30 années. Le groupe d’experts missionné par le gouvernement britannique pour étudier cette forme d’attaque sulfatique a conclu à l’importance du phénomène et préconisé un certain nombre de recommandations relatives au diagnostic ainsi qu’aux mesures de traitement et de prévention [TEG 02]. Ces recommandations ont été reprises dans un document publié par la British Cement Association [BCA 05]. Les sources de carbonate nécessaires à la formation de thaumasite peuvent être le CO2 atmosphérique ou le CO2 dissout dans les eaux d’infiltration. Mais assez fréquemment les désordres observés sont en relation avec la présence dans les bétons de fines calcaires provenant soit du ciment (type CEM II/A-L ou LL), soit d’additions, soit encore des granulats. Ceci est attesté par de nombreuses études, parmi lesquelles celles de Justnes [JUS 03], de Trägärdh [TRA 03], Kakali et al. [KAK 03], Bensted [BEN 99]. Les travaux importants de N.J. Crammond en particulier [CRA 97, CRA 06] ont montré le rôle joué par les fines calcaires présentes dans le béton dans la formation de thaumasite. Ces fines peuvent provenir soit des additions, soit de l’utilisation de granulats calcaires plus ou moins durs. Les tests en laboratoire [CRA 97] sur des mortiers 1/3, de rapport E/C = 0,6 fabriqués à partir de ciments Portland contenant des quantités croissantes de C3A (0, 5, 9, 10 et 13 %) et de filler calcaire (0, 5, 20, 25 et 35 %), conservés dans des solutions de sulfates (MgSO4, CaSO4, Na2SO4 et eau de mer artificielle) de concentrations variables et à différentes températures (5, 10, 15 et 20 °C) ont donné les résultats suivants : – les dégradations sont plus importantes à 5, 10 et 15 °C qu’à 20 °C dans toutes les solutions, à des degrés divers ; – les mortiers à base de ciment à 13 % de C3A se dégradent rapidement quelles que soient les proportions de filler. Les composés formés sont le gypse et l’ettringite ;

1. Permagel : sol des régions froides gelé en permanence à une certaine profondeur.

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– la dégradation des mortiers à base de ciment à 9 et 10 % de C3A est corrélée à la teneur en filler. Les composés formés sont la thaumasite, l’ettringite et le gypse ; – la dégradation des mortiers à base de ciment à 5 % de C3A est plus lente. Elle est également corrélée à la teneur en filler. Le composé formé est principalement la thaumasite surtout dans les mortiers à fortes teneurs en filler ; – la dégradation des mortiers à base de ciment résistant aux sulfates (0 % de C3A) est également plus lente. Elle n’est observée que dans le mortier ayant la teneur la plus élevée en filler (35 %) où les composés formés sont essentiellement la thaumasite et le gypse. Des essais ont également été effectués sur des bétons à base de granulats calcaires de différentes origines (jurassique, carbonifère et calcaire dolomitique) et d’un granulat siliceux pris comme référence. Les bétons, formulés pour être résistants aux sulfates suivant les recommandations du Building Research Establishment [BRE 05], ont été préparés à partir des ciments suivants : ciment résistant aux sulfates (0 % C3A), ciment aux cendres (CEM I à 6,4 % de C3A + 25 % et 40 % de cendres), ciment au laitier (CEM I à 6,4 % de C3A + 70 % et 90 % de laitier de haut-fourneau). Différents dosages en ciment ont été testés : 330 et 370 kg/m3 pour le ciment résistant aux sulfates ; 300, 340 et 380 kg/m3 pour les ciments avec ajouts. Les bétons ont été conservés dans des solutions de MgSO4 et Na2SO4 de faible et forte concentration (1,8 % et 0,42 % de SO4) à 5 °C et 20 °C. Les résultats obtenus sont les suivants : – après un an d’immersion à 5 °C dans les différentes solutions sulfatiques, les bétons à base de ciment résistant aux sulfates et de ciments aux cendres sont déjà significativement dégradés. Pour ces deux types de ciments, l’augmentation du dosage en ciment a un effet favorable. Le composé formé est surtout la thaumasite. Après 3 ans d’immersion, les dégradations se sont fortement accentuées en particulier dans le cas du calcaire dolomitique. Aux mêmes échéances, les bétons de granulats siliceux sont sains ; – tous les bétons à base de ciments au laitier de haut-fourneau ont un très bon comportement. Aucune formation de thaumasite n’y est observée ; – à 20 °C, tous les bétons, quels que soient les ciments et les granulats, restent exempts de dommages, confirmant l’importance de la température dans le processus de dégradation. Les conclusions générales de ces essais sont les suivantes : – dans les environnements sulfatiques, en présence d’eau, et à basse température (< 15 °C), les mortiers et les bétons contenant des fines calcaires provenant

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d’additions minérales ou des granulats peuvent se dégrader par formation de thaumasite ; – ce type de dégradation peut se produire avec des ciments Portland pauvres en C3A ou des ciments à base de cendres volantes ; – par contre, les ciments à forte teneur en laitier de haut-fourneau sont résistants ; – le dosage en ciment joue un rôle important : un dosage élevé, qui se traduit par un accroissement de la compacité du béton, ralentit les réactions. Ces résultats ont conduit le Building Research Establishment en Grande-Bretagne [BRE 05] à restreindre l’utilisation des ciments contenant des fillers calcaires aux environnements sulfatiques de faible agressivité. En France, indépendamment de toute référence au risque de formation de thaumasite, la norme NF P15-317 relative aux ciments pour travaux à la mer ou en environnements sulfatiques faiblement ou modérément agressifs, limite à 10 % la quantité de filler calcaire dans les ciments CEM II/A. Par ailleurs, le tableau NA.F1 de la norme NF EN 206 limite le rapport A/(A+C) où A représente la quantité d’addition calcaire et C la quantité de ciment (exclusivement CEM I 42,5 ou 52,5), à 5 % dans les bétons immergés en eau de mer. Par ailleurs, les additions calcaires ne sont pas autorisées dans les bétons destinés aux environnements chimiquement agressifs (XA1, XA2 et XA3). En tout état de cause, bien que l’attaque sulfatique par formation de thaumasite ait été peu souvent signalée en France jusqu’à présent, le risque est à prendre en compte chaque fois que les conditions requises pour la formation de ce minéral sont réunies : source de sulfates, source de carbonates (en particulier fines calcaires), présence d’eau, basses températures (< 15 °C). Le risque est le plus élevé pour les bétons enterrés dans des sols contenant des sulfates (fondations, pieux, piles de pont…), ou en contact avec un encaissant où circulent des eaux chargées en sulfates (tunnels). Les principales mesures préventives sont : – la confection de bétons compacts ; – éviter dans la mesure du possible la présence de fines calcaires dans le béton ; – choisir un ciment adapté, sachant que les CEM I ES à faible teneur en C3A ne permettent pas d’éviter le risque thaumasite ; les ciments de type CEM III à forte teneur en laitier de haut-fourneau sont résistants à ce type d’attaque ; – éviter autant que possible les infiltrations d’eau. La formation de thaumasite, CaSiO3.CaSO4.CaCO3.15H2O, est une forme particulière d’attaque sulfatique. Elle peut provoquer la dégradation des bétons dans les conditions suivantes : température inférieure à 15 °C, présence d’eau, existence de sources de sulfates, de carbonates (fines calcaires ou CO2 atmosphérique ou dissout), de silice réactive (C-S-H). Le mécanisme de dégradation est es-

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sentiellement une destruction des C-S-H entraînant leur transformation en un produit sans cohésion ayant la consistance d’une boue. La thaumasite est souvent accompagnée d’ettringite avec laquelle elle présente de grandes analogies de structure et de faciès cristallin et à partir de laquelle elle peut se former. Les principales mesures préventives vis-à-vis de ce type d’attaque sont la formulation d’un béton compact, le choix d’une formule de béton évitant autant que possible la présence de fines calcaires, l’utilisation de ciments à forte teneur en laitier de haut-fourneau et une protection de l’ouvrage contre les venues d’eau.

3.5. Attaques d’origine biochimique 3.5.1. Cas des eaux usées Dans les réseaux d’assainissement la présence d’hydrogène sulfuré H2S, susceptible de s’oxyder en acide sulfurique H2SO4, peut être à l’origine de dégradations du béton. L’origine de H2S gazeux, non agressif en tant que tel, se trouve dans les eaux résiduaires qui contiennent de nombreux composés soufrés sous forme organique (protéines animales ou végétales) ou inorganique (sulfates et sulfonates apportés par les détergents). Ces eaux transportent des quantités importantes de bactéries, en particulier des bactéries sulfato-réductrices à l’origine de la formation de sulfures solubles par réduction des composés soufrés. Dans un milieu pauvre en oxygène, cela entraîne le dégagement d’hydrogène sulfuré. Sur la paroi interne de l’élément concerné se forme une masse gélatineuse adhérente : c’est le biofilm d’une épaisseur de 1 à 3 mm environ, dont la composition dépend de la quantité d’oxygène dissout dans l’effluent, qui détermine elle-même l’importance du dégagement d’H2S. Lorsque le milieu est suffisamment oxygéné ([O2] > 0,1 mg/L), les sulfures générés par les bactéries sulfato-réductrices sont oxydés et maintenus en solution, sans dégagement d’hydrogène sulfuré. Lorsque le milieu est pauvre en oxygène ([O2] < 0,1 mg/L), les sulfures provenant de la réduction des composés soufrés par les bactéries sulfato-réductrices ne sont pas tous oxydés. L’accroissement de la concentration en sulfures solubles conduit au dégagement d’hydrogène sulfuré gazeux. Le phénomène est décrit par la figure 12.19. Dans le processus d’attaque du béton interviennent principalement les sulfo-bactéries de type «thiobacillus thiooxydans» (ou «concretivorus») dont la particularité est d’utiliser l’hydrogène sulfuré dans leur métabolisme et de le rejeter sous forme d’acide sulfurique H2SO4, très agressif vis-à-vis du béton suivant un double mécanisme d’attaque acide et d’attaque sulfatique schématisé ci-après :

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Ca(OH)2 + H2SO4 → CaSO4 + 2H2O et

3CaO.Al2O3 + CaSO4 + 32H2O → 3CaO.Al2O3.3CaSO4.32H2O

L’attaque acide conduit à la dissolution de la chaux de l’hydroxyde de calcium et des C-S-H. L’attaque sulfatique conduit à la formation d’ettringite pouvant être expansive. Dans certains cas, la présence de soufre élémentaire, associé au gypse et à l’ettringite, peut être observée. En outre, la présence d’acide peut provoquer la dépassivation des aciers d’armatures et leur corrosion. Condensation de l'acide

Transfert H2S sur les parois Oxydation en H2SO4

AIR H2S diffusant dans l'air Biofilm

Diffusion de sulfates et de nutriments, production de sulfures

Diffusion des sulfures dans l'effluent

Paroi du tuyau

Zone anaérobie inactive

Épuisement de l'oxygène dans la zone laminaire

Zone de production de sulfures

Oxygène dissous inférieur à 0,1 mg/L Présence de sulfures dissous, HS, H2S

Zone d'écoulement laminaire

OXYGÈNE DIFFUSANT DANS L'EAU EAUX USÉES

Figure 12.19 : mécanisme des attaques biochimiques. Effluent pauvre en oxygène dissout, d’après [COL 87]. En présence d’une concentration suffisante en oxygène, le biofilm formé sur la paroi de la canalisation est constitué de trois zones : zone aérobie dans la zone d’écoulement laminaire, zone anaérobie où les sulfates venant de l’effluent sont réduits par les bactéries sulfato-réductrices, zone anaérobie inactive au contact de la paroi. Lorsque la teneur en oxygène dissout est trop faible, la partie du biofilm contenant les bactéries aérobies disparaît. Les sulfures provenant de la réduction des composés soufrés par les bactéries sulfato-réductrices ne sont plus oxydés. L’augmentation de la concentration en sulfures solubles conduit à la formation d’H2S consommé dans le métabolisme des sulfo-bactéries qui le rejettent sous forme d’acide sulfurique.

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Les remèdes sont la fabrication de bétons compacts peu perméables, de diffusivité faible, le choix de ciments adaptés (ciments au laitier de haut-fourneau, aux cendres volantes…) et de granulats résistants aux acides. L’emploi de bétons ou revêtements à base de ciment alumineux fondu peut également constituer une bonne solution (cf. chapitre 14). Par ailleurs, pour réduire la production de sulfures dans les effluents, il existe des techniques éprouvées qui passent par le traitement de l’effluent lui-même : l’apport d’eau oxygénée ou de sulfate ferreux est le plus pratiqué.

3.5.2. Cas des effluents agricoles et agro-alimentaires Les effluents agricoles et agroalimentaires (lisiers, jus d’ensilage, lactosérum…) sont des produits constitués initialement de matières organiques complexes, qui, sous l’action de bactéries identifiées, aérobies ou anaérobies, sont transformés en acides organiques [BER 04a]. Dans les lisiers, les bactéries identifiées sont principalement les clostridium sulfitoréducteurs, les entérobacters (coliformes dont Escherichia coli), et les streptocoques fécaux. Les processus biologiques liés aux activités bactériennes produisent notamment des acides gras volatils (acides acétique et propionique principalement), du dioxyde de carbone et du dihydrogène. Au cours d’un stockage de longue durée du lisier, les acides gras volatils sont progressivement dégradés en CH4 (méthane) et CO2. Bien que fluctuante en fonction de l’alimentation des animaux, du temps de stockage ou du taux de dilution des lisiers, la concentration totale en acides est de l’ordre de la dizaine de grammes par litre. De fait, le pH des lisiers varie entre 5 et 8, ce qui en fait un produit agressif. Pour l’ensilage, les principales bactéries concernées sont les bactéries homéofermentaires telles que lactobacilles ou streptocoques, les lactobacilles représentant 40 à 70 % des bactéries de l’ensilage. Ces bactéries transforment en conditions anaérobies les sucres solubles du fourrage vert en acide lactique principalement, et en acide acétique. Ces réactions de transformation s’accompagnent donc d’une acidification, se manifestant par la chute du pH du milieu en dessous de 4 (le faible niveau de pH des jus d’ensilage est un des critères de qualité de la fermentation). Le lactosérum est la phase aqueuse qui se sépare de la phase solide (le caillé) lors de la fabrication des fromages. Il renferme des ferments lactiques, qui sont généralement des Streptococcus, des Lactobacillus ou des Leuconostocs. Comme pour les jus d’ensilage, l’activité bactérienne conduit à une acidification, le lactosérum voyant son pH descendre en dessous de 4.

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Compte tenu des différences de pH finaux des jus obtenus, les attaques acides visà-vis des matériaux cimentaires vont conduire à des résultats sensiblement différents [BER 05b] : – dans le cas du lisier, l’altération se traduit par la combinaison de deux phénomènes : une progressive dissolution des phases initiales de la pâte de ciment avec une décalcification partielle liée à l’exposition de la matrice à la solution de pH 6-8, et une carbonatation intense de la matrice liée à la respiration des bactéries. La carbonatation des échantillons, rendue possible par les niveaux de pH, permet de limiter les cinétiques de dégradation et l’intensité de la décalcification de la matrice ; – pour les lactosérums, ou les jus d’ensilage, pour lesquels le pH est de 4, les mécanismes d’altération se traduisent par une décalcification quasi-totale de la matrice (figure 12.20) et sont très similaires à ceux obtenus au cours de l’agression par les acides organiques à pH 4. La zone dégradée des échantillons est constituée d’oxydes de silicium, aluminium et fer et sa structure est quasi amorphe. Ainsi, l’action des acides organiques est prépondérante et les bactéries ne semblent pas d’avoir d’effet spécifique majeur. Pour ces environnements, la portlandite étant le premier hydrate attaqué, il convient d’en limiter la teneur en privilégiant les ciments à forte teneur en C2S et les additions à caractère hydraulique latent (laitier) ou pouzzolanique (cendres volantes, fumées de silice…). Par ailleurs, il convient de fabriquer des bétons compacts peu perméables, de diffusivité faible, incorporant des granulats résistants aux acides (voir § 3.2 « acides organiques »).

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90

Échantillon témoin

Échantillon immergé

35

Zone saine

Zone dégradée 80

30

25 60

Zone 3

Z. 2

Zone 1 20

50 % Tot % CaO % SiO2 % Al2O3 % Fe2O3 % SO3

40

30

20

15

10

% Oxydes Al2O3, Fe2O3, SO3

% Oxydes Tot, CaO, SiO2

70

5 10

0

0 0

500

1 000

1 500

2 000

2 500

3 000

3 500

4 000

Distance à la surface (micromètres)

Figure 12.20 : composition chimique en CaO, SiO2, Al2O3, Fe2O3, SO3 et oxydes totaux, d’une pâte de CEM I immergée dans le lactosérum (pH 4) pendant 4 semaines en fonction de la distance par rapport à la surface, et de l’échantillon témoin, d’après [BER 05b]. Les échantillons cylindriques (φ = 25 mm, h = 75 mm) de pâtes de ciment (E/C = 0,27), ont été conservés dans l’eau pendant 27 jours après le démoulage. Ils ont ensuite été immergés dans du lactosérum prélevé en laiterie (rapport massique solide/liquide = 1/30, T° = 20 °C). Les analyses chimiques ont été effectuées par microsonde électronique sur une section polie. Les diagrammes ont été corrigés par rapport à un témoin (titane). La limite entre les zones 2 et 3 est caractérisée par une chute brutale de la teneur en calcium et de la somme des teneurs en oxydes. La zone dégradée est constituée quasi exclusivement d’oxydes de silicium, d’aluminium et de fer. Les teneurs absolues en aluminium et fer sont comparables à celles du cœur dans la partie interne de la zone dégradée puis deviennent nulles dans la partie externe. L’échantillon est alors constitué presque exclusivement de silice dans cette zone.

3.6. Autres milieux Il n’est pas possible dans le cadre de ce chapitre de passer en revue toutes les situations possibles d’agression chimique. Seuls quelques milieux correspondants à des cas rencontrés plus ou moins fréquemment seront évoqués ici. On se reportera pour les autres cas à différents documents donnant des listes plus complètes ([BIC 72, KLE 60, PCA 01] Pour l’ensemble de ces milieux, les règles générales qui permettent de réduire les risques d’attaque chimique restent les mêmes que celles qui ont déjà été évoquées précédemment : formulation de bétons compacts limitant le transfert des substan-

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ces agressives (diffusivité, perméabilité et porosité réduites), choix de ciments adaptés (réduction de la teneur potentielle en hydroxyde de calcium, utilisation d’additions : laitier, cendres volantes…), mise en œuvre soignée accompagnée d’une cure et d’un durcissement suffisants… • Les nitrates. Sauf dans le cas des nitrates d’ammonium et d’aluminium, ces sels sont peu agressifs. Ils agissent principalement par échange de base suivant la réaction schématique : Ca(OH)2 + 2XNO3 → Ca(NO3)2 + 2XOH où X est le cation associé à l’ion nitrate. La formation d’un sel de calcium soluble au détriment de la chaux des C-S-H et de la portlandite, entraîne une dégradation plus ou moins importante de ces hydrates. • Les sels d’ammonium, nitrate, chlorure, acétate, phosphate et sulfate, sont très agressifs et réagissent suivant un mécanisme d’échange de base 2NH4+ → Ca++ illustré par la réaction suivante relative au nitrate d’ammonium présent dans les engrais : Ca(OH)2 + 2NO3NH4 → Ca(NO3)2 + 2H2O + NH3gaz La réaction conduit à la formation de nitrate de calcium très soluble et à un dégagement gazeux d’ammoniac. La réduction de basicité due au dégagement d’ammoniac empêche la réaction d’atteindre l’équilibre. La conséquence est un lessivage progressif de la chaux de la portlandite et des C-S-H qui peut conduire à une dégradation des propriétés mécaniques du béton. La réaction avec les aluminates conduit à la formation d’un nitro-aluminate de calcium 3CaO.Al2O3.Ca(NO3)2.10H2O [UKR 78]. Le chlorure d’ammonium ClNH4, qui donne lieu à la formation de chlorure de calcium très soluble, est déjà agressif aux concentrations de 15 à 30 mg/L. Son mécanisme d’action est voisin de celui du nitrate d’ammonium. La formation de chloroaluminates de calcium 3CaO.Al2O3.CaCl2.10H2O est également possible. Le sulfate d’ammonium, agressif par l’ion ammonium et par l’ion sulfate, donne naissance au gypse CaSO4.2H2O qui, par réaction avec les aluminates peut conduire à la formation d’ettringite délétère. • Les chlorures. Indépendamment de leur effet bien connu sur la corrosion des aciers, et excepté le chlorure d’ammonium très agressif, ils peuvent être légèrement agressifs vis-à-vis du béton s’ils sont en forte concentration. Les travaux de Smolczyk [SMO 68] ont montré que des bétons de ciment Portland immergés dans des solutions concentrées de MgCl2 et de CaCl2 pouvaient être détruits par formation d’oxychlorures (par exemple, oxychlorure de magnésium 3MgO.MgCl2.11H2O), les bétons à base de ciment de laitier étant résistants dans

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les mêmes conditions. Les mêmes bétons conservés dans des solutions de chlorure de potassium demeurent intacts. Les différences de comportement entre chlorures dépendent du coefficient de diffusion des ions Cl–, lui-même en relation avec le type de cation auquel ils sont liés. Elles dépendent également du coefficient de diffusion des cations solvatés. Ces coefficients de diffusion D se classent de la manière suivante [CAL 80] : – en ce qui concerne les ions Cl– : DCl (MgCl2) > DCl (CaCl2) > DCl (LiCl) > DCl (KCl) > DCl (NaCl) ; – en ce qui concerne les cations : D (Mg2+) < D (Ca2+) < D (Na+) < D (K+). Les mécanismes de dégradation mis en jeu sont essentiellement les suivants : – dans le cas des chlorures de sodium et potassium : lixiviation du calcium de la portlandite et des C-S-H et formation de monochloroaluminate de calcium ; – dans le cas des chlorures de calcium et de magnésium : lixiviation du calcium de la portlandite et des C-S-H et formation d’oxychlorures expansifs [SMO 68] accompagnés de brucite Mg(OH)2 et de monochloroaluminate de calcium dans le cas de MgCl2. À la dégradation d’origine chimique peut s’ajouter une dégradation d’origine physique due à la recristallisation des sels lorsque le béton est soumis à des cycles de séchage/humidification, ou aux pressions osmotiques engendrées par les différences de concentrations ioniques au sein du béton. Ce dernier mécanisme, observé dans les bétons en contact avec des sels de déverglaçage [PIG 95] et accompagnant le phénomène d’écaillage est traité dans le chapitre 10 consacré au béton en ambiance hivernale rigoureuse. • Les phosphates, hormis les phosphates d’ammonium, forment avec la chaux des sels insolubles et sont peu ou pas agressifs. • Les oxalates, qui forment également des sels insolubles, n’attaquent pas le béton. • Les hydroxydes alcalins. Les solutions à 10 % d’hydroxyde de potassium, de sodium ou d’ammoniac ne sont pas agressives vis-à-vis du béton de ciment Portland. Toutefois, l’accumulation par évaporation de sels sur la face opposée à la face en contact avec la solution peut provoquer des dégradations par écaillage ou desquamation. Le risque est faible pour les bétons compacts imperméables. • Divers. Le tableau 12.9 résume l’action de quelques milieux peu courants.

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Tableau 12.9 : agressivité de quelques substances rencontrées plus ou moins fréquemment. Substance

Agressivité

Remarques

Essence, kérosène, huiles légères

Néant

Béton compact, imperméable recommandé + éventuellement traitement de surface

Huiles minérales

Néant

Sauf si présence d’acides gras

Huiles végétales : olive, cacahuète, lin, margarine…

Modérée

Huiles végétales : cacao, noix de coco, ricin, moutarde…

Modérée à forte

Graisses animales

Modérée

Déchets d’abattoir

Modérée à forte

Solvants : alcools ethylique et méthylique, éther, acétone, trichloroéthylène…

Néant

Dégradation lente possible Dégradation en particulier si exposition à l’air Dégradation due à la présence d’acides organiques Béton imperméable recommandé et traitement de surface éventuel

Sulfure de carbone

Modérée

Dégradation lente possible

Glycérine

Modérée

Dégradation lente possible

Ammoniac liquide

Néant

Ammoniac vapeur

Modérée

Lait

Néant

Sauf si présence de sels d’ammonium Dégradation lente possible en milieu humide + corrosion des aciers Sauf ranci (acide lactique)

Bière

Modérée

Présence possible d’acides organiques dus aux produits de fermentation (lactique, acétique…)

Cidre

Modérée

Dégradation lente possible (acides organiques)

Fumier, purin…

Modérée

Dégradation lente possible (porcheries, étables…)

Néant

Traitement de surface par acide tartrique

Vin Sucre sec Solution

Néant Modérée

Traitement de surface Dégradation lente

Urée,

Néant

Urine

Modérée

Développement de substances acides au cours du vieillissement (porcheries, étables…)

Fourrage

Modérée

Dégradation lente due aux acides de fermentation : acétique, lactique, butyrique …

Gaz d’échappement automobile

Modérée

Due à la formation d’acides carbonique, nitrique et sulfureux en présence d’humidité

Modérée à forte

Formation d’HCl en milieu humide, attaque acide + corrosion des armatures

Chlore gazeux

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4. CAS DES BÉTONS EXPOSÉS AU MILIEU MARIN. INTERACTIONS COUPLÉES 4.1. Importance du problème et multiplicité des facteurs agressifs La durabilité du béton en milieu marin est une préoccupation importante : la France comporte plusieurs milliers de kilomètres de côtes et le nombre d’ouvrages (bâtiments, zones portuaires, digues…) construits en bordure de mer ou dans la bande littorale exposée à l’atmosphère marine représente un enjeu économique notable. Il s’agit également d’un problème complexe en raison du nombre de facteurs pouvant intervenir lors d’une attaque par l’eau de mer : – complexité des conditions environnementales (immersion totale, marnage, aspersion, embruns) ; – complexité des réactions chimiques susceptibles de se produire en relation avec la diversité des ions présents dans l’eau de mer (action simultanée des chlorures, des sulfates, des carbonates), certaines réactions pouvant avoir un effet atténuateur (carbonatation, précipitation de brucite Mg(OH)2) ; – couplage avec des agressions physiques et mécaniques (cycles d’humidification /séchage, gel, actions mécaniques des vagues, érosion…) ; – par ailleurs, aux attaques physico-chimiques subies intrinsèquement par le matériau béton, il y a lieu d’ajouter les dégradations possibles du béton dues à la corrosion des aciers. Le phénomène de corrosion, traité en détail au chapitre 9, est souvent la cause principale des dommages constatés sur les ouvrages en milieu marin. La figure 12.21 établie d’après P.K. Mehta [MEH 80] schématise assez bien les différentes actions auxquelles peut être soumis un béton exposé à l’eau de mer. Dans les zones immergées en permanence (XS2), l’agressivité chimique de l’eau de mer vis-à-vis des bétons fabriqués suivant les règles de l’art est modérée et, sauf conditions exceptionnelles (gel par exemple) les dégradations restent superficielles. Dans ces zones, où le béton est constamment saturé, les risques de corrosion des aciers sont également limités du fait du très faible coefficient de diffusion de l’oxygène dans l’eau. Les zones de marnage, les zones soumises à des projections ou des embruns (XS3) sont les plus exposées en raison des actions physiques qui viennent se superposer aux processus chimiques : effets mécaniques des vagues et érosion par les sables et graviers, cycles d’humidification/séchage, variations de température journalières et saisonnières, dissolution/recristallisation de sels (chlorure de sodium)… Les risques de corrosion des aciers sont également les plus importants dans ces zones (classe d’exposition XS3 de la norme NF EN 206-1).

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Dans les zones aériennes (XS1), le béton est exposé à l’air véhiculant du sel marin mais n’est pas en contact avec l’eau de mer. Béton

Fissuration due à la corrosion des aciers

Zone aérienne

Fissuration due au gel-dégel et aux gradients thermiques et d'humidité

Marée haute

Abrasion due à l'action des vagues, des sables, des graviers et de la glace Réaction alcali-granulat et décomposition chimique des hydrates

Marée basse

Armature

Attaques chimiques : – attaque par le CO2 – attaque par les ions Mg – attaque par les sulfates

Zone immergée

Figure 12.21 : représentation schématique des différents processus d’attaque du béton par l’eau de mer, d’après Mehta [MEH 80].

Le fascicule de documentation FD P18-011 précise que les dispositions à appliquer pour la formulation des bétons exposés à l’eau de mer visent à éviter à la fois l’attaque chimique du matériau béton et la corrosion des armatures. Pour des raisons pratiques elles sont données aux tableaux NA.F.1 et NA.F.2 de la norme NF EN 206-1 dans les colonnes correspondant aux classes d’exposition XS1, XS2 et XS3, bien qu’elles s’appliquent également au béton non armé. Le critère retenu pour la choix de la classe d’exposition est donc le même que pour le cas de la corrosion induite par les chlorures : exposition à l’air véhiculant du sel marin pour XS1, en immersion permanente pour XS2 et dans la zone de marnage de projections ou d’embruns pour XS3. Ce choix implique une salinité implicite de l’eau de mer, c’est celle rencontrée sur les côtes de la France métropolitaine.

4.2. Les données de l’observation et de l’expérience L’eau de mer peut être considérée comme un électrolyte dont la concentration en espèces dissoutes est élevée et dont la salinité varie largement d’une région à l’autre. Le tableau 12.10 qui reprend les données de l’ARBEM [ARB 86], donne l’étendue des variations de la salinité totale des mers, des océans et des grands lacs.

670


Les principaux sels qui composent l’eau de mer sont les suivants : – le chlorure de sodium (NaCl) qui est prépondérant ; – le chlorure de magnésium (MgCl2) ; – le sulfate de magnésium (MgSO4) ; – le sulfate de calcium (CaSO4) ; – le chlorure de calcium (CaCl2) ; – le carbonate acide de potassium (KHCO3). Tableau 12.10 : salinité des différentes eaux de mer. Origine

Salinité en g/L

Mer Baltique Mer Noire Mer Blanche Océan Atlantique Océan Pacifique Océan Indien Mer Méditerranée Mer Rouge Lac Ontario Mer Caspienne Mer Morte Lac Elton

3à8 18,3 à 22,2 26,0 à 29,7 33,5 à 37,4 34,5 à 36,9 35,5 à 36,7 38,4 à 41,2 50,8 à 58,5 72 126,7 à 185 192,2 à 260 265

Le tableau 12.11 indique la concentration de ces différentes espèces pour l’océan Atlantique et la mer Méditerranée où le pH, légèrement basique, est compris entre 8 et 9. Les observations sur le comportement des ouvrages à la mer sont extrêmement nombreuses : elles concernent aussi bien des éprouvettes immergées en eau de mer, dans diverses stations expérimentales (La Rochelle [REG 75], Treat Island (USA) [MAL 87]) que des constructions en bordure de mer ou en pleine mer (plates-formes pétrolières). Voici les conclusions essentielles que l’on peut retenir des synthèses et des rapports généraux établis lors de récents colloques [MEH 89, MEH 91]. Tableau 12.11 : composition des eaux de l’Atlantique, de la Méditerranée et d’une eau de mer standard [WIL 75]. Espèce ionique Cl– Br– SO42– CO32– Na+ K+ Ca2+ Mg2+

Atlantique (g/L)

Méditerranée (g/L)

Eau de mer standard (g/L)

17,8 0,2 2,5

21,4 0,07 3,06

20,06

10 0,3 0,4 1,5

11,6 0,4 0,47 1,8

2,81 0,14 11,16 0,41 0,42 1,34

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La durée de vie des constructions en béton soumises à un environnement marin peut être très longue : beaucoup d’ouvrages sont encore en service après cinquante à soixante-dix ans de service. Des longévités encore plus importantes sont même observées: c’est le cas d’un quai long de deux mille cinq cents mètres situé à Zeebrugge (Belgique), construit entre 1895 et 1907. Malgré un dosage assez faible en ciment (240 à 270 kg/m3) et le fait qu’il ait été bombardé pendant les guerres de 1914-1918 et de 1939-1945, il a été jugé apte à poursuivre son service, au prix de quelques réparations mineures. L’expérience européenne montre le rôle bénéfique que jouent les ciments au laitier dans la résistance du béton au milieu marin. Le paramètre essentiel de bonne tenue des bétons est leur compacité et leur structure poreuse. C’est probablement à ces deux facteurs qu’il faut attribuer la bonne résistance, après soixante-six ans d’immersion, des blocs de béton des stations expérimentales de La Rochelle et de Los Angeles, fortement dosés en ciment Portland (600 kg/m3), bien qu’il s’agisse de ciments riches en C3A (respectivement 14,9 % et 14 %). Dans le même temps, les blocs de béton peu dosés, donc moins compacts, ont été soit détruits, soit fortement endommagés. Une grande partie des dégradations détectées sur des ouvrages portuaires de pays nordiques (Danemark, Norvège) est expliquée par l’absence d’air entraîné dans les bétons conduisant à une fissuration par des cycles de gel-dégel et facilitant ainsi l’amorçage de la corrosion. Toutes ces observations convergent vers une même conclusion : les structures marines construites en béton sont durables, à condition d’avoir choisi un ciment adapté (NF P15-317), suffisamment dosé, d’avoir adopté un rapport E/C pas trop élevé (0,55 et 0,50 respectivement pour les classes d’exposition XS2 et XS3 selon la norme NF EN 206-1), d’avoir bien vibré le béton et de lui avoir assuré une cure suffisante. Pour le béton armé, le respect des épaisseurs d’enrobage fixées par l’Eurocode en fonction de la classe d’exposition est impératif afin d’éviter la corrosion des armatures.

4.3. Les mécanismes d’attaques par les eaux de mer L’attaque des ciments par l’eau de mer résulte de plusieurs mécanismes physicochimiques plus ou moins simultanés et interdépendants résumés par la figure 12.22.

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ACTION DES CHLORURES

MgCl2

NaCl

Ca(OH)2 + 2NaCl lCaCl2 + 2NaOH C-S-H + 2NaCl oCaCl2 + 2NaOH + silice

Ca(OH)2 + MgCl2 oCaCl2 + Mg(OH)2 C-S-H + MgCl2 oCaCl2 + C-M-S-H

Formation de CaCl2 sel soluble Lixiviation de la chaux de Ca(OH)2 et des C–S–H Accroissement de porosité (perméabilité, diffusivité)

Échange Mg2+ Ca2+ Précipitation de brucite Mg(OH)2 insoluble Colmatage partiel de la porosité Effet atténuateur Formation de C-M-S-H sans propriétés liantes Corrosion des aciers

Formation de monochloroaluminates CaCl2 + C3A + 10H2O o C3A . CaCl2 . 10H2O Transformation possible en ettringite au contact des sulfates gonflement Corrosion des aciers

ACTION DES SULFATES

Ca(OH)2 + MgSO4 oCaSO4 + Mg(OH)2 C–S–H + MgSO4 oCaSO4 + C–M–S–H

Échange Mg2+ Ca2+ Lixiviation de la chaux de Ca(OH)2 et des C–S–H Accroissement de porosité Précipitation de brucite Mg(OH)2 insoluble Colmatage partiel de la porosité et effet atténuateur de Mg(OH)2 Formation de C-M-S-H non liants

Formation de gypse secondaire CaSO4 . 2H2O Réaction avec les aluminates (aluminates anhydres et hydratés, monosulfates, chloroaluminates) C3A + 3CaSO4 + 32H2O o C3A . 3CaSO4 . 32H2O Précipitation d'ettringite Gonflement, fissuration

ACTION DU DIOXYDE DE CARBONE

2Ca(OH)2 + 2CO2 lCaCO3 + 2H2O

Formation de calcite et d'aragonite CaCO3 2Ca(OH)2 + 2CO2 lCaCO3 + 2H2O Colmatage partiel de la porosité Effet protecteur

Formation de thaumasite CaSO4 . CaSiO3 . CaCO3 . 15H2O – en présence de CO2, de sulfates et de silice issue de la dégradation des C-S-H – par transformation d'ettringite

Figure 12.22 : les différentes actions de l’eau de mer sur le béton.

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L’effet global n’est ni la somme des effets individuels, ni proportionnel à une action isolée donnée. Par exemple l’eau de mer est moins agressive qu’une solution de même concentration en sulfate de magnésium en raison de la plus grande solubilité de l’ettringite et du gypse dans les solutions chlorurées ainsi qu’en raison de la formation de chloroaluminates de calcium qui consomme une partie de l’alumine (du C3A et des aluminates hydratés) et de la chaux nécessaires à la formation d’ettringite. Les principaux mécanismes mis en jeu, fortement imbriqués, sont les suivants : – dissolution et lixiviation du calcium des composés calciques du béton Ca(OH)2 et C-S-H ou redissolution de composés néoformés à différents niveaux du front de dégradation (chloro-aluminates, sulfo-aluminates, gypse…). Ces réactions provoquent un accroissement de la porosité du béton ; – précipitation de produits pouvant être expansifs (ettringite), de composés insolubles plus ou moins protecteurs (CaCO3, Mg(OH)2) ; – échange de bases Ca++ ↔ Mg++ avec formation de brucite Mg(OH)2 insoluble, et transformation des C-S-H initiaux en C-M-S-H plus ou moins riches en magnésium. L’action des différents sels considérés individuellement est schématisée ci-après. Action du chlorure de sodium Ce sel constitue 75 % à 85 % de la salinité respectivement pour l’océan Atlantique et la mer Méditerranée. Son action est double : – consommation des ions calcium de la portlandite et des C-S-H, par formation de chlorure de calcium soluble complètement ionisé, schématisée par la réaction: Ca(OH)2 + 2NaCl ↔ CaCl2 + 2NaOH La dissolution de la chaux et la déstructuration des C-S-H provoquent un accroissement de la porosité du matériau ; – formation de monochloroaluminate de calcium C3A.CaCl2.10H2O, par réaction des chlorures avec l’aluminate tricalcique C3A et les aluminates hydratés, schématisée comme suit : C3A + CaCl2 + 10H2O ↔ C3A.CaCl2.10H2O La formation de monochloroaluminates, illustrée par la figure 12.23, n’est pas nocive en elle-même. Elle peut même jouer un double rôle atténuateur des réactions de dégradation dans le béton : d’une part elle consomme une partie du C3A et des aluminates hydratés qui ne sont alors plus disponibles pour la formation d’ettringite, composé pouvant être à l’origine du gonflement et de la fissuration du matériau ; d’autre part, cette réaction également consommatrice de chlorures, permet de réduire la concentration de cet ion au niveau des aciers et de diminuer ainsi les

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risques de corrosion. Toutefois, la protection partielle apportée par le monochloroaluminate peut n’être que temporaire en raison de sa transformation possible en ettringite au contact des sulfates.

Figure 12.23 : plaquettes hexagonales de monochloroaluminate de calcium hydraté formées par réaction entre C3A et le chlorure de sodium (photo CERILH). La cristallisation du monochloroaluminate n’est pas nocive en elle-même mais traduit la dégradation du matériau par la consommation d’ions calcium (issus de la portlandite et des C-S-H) qu’elle induit. En présence des sulfates ces cristaux peuvent être redissouts et transformés en ettringite.

Indépendamment de ses actions purement chimiques (lixiviation de la chaux et formation de monochloroaluminate), le chlorure de sodium peut avoir une action physique : dans les zones de marnage et d’aspersion, les cycles d’ensoleillement et d’humidification peuvent provoquer des séquences de recristallisation et dissolution du sel susceptibles d’être accompagnées de phénomènes d’écaillage. Action du chlorure de magnésium Indépendamment de son action dissolvante sur la chaux de la portlandite et des CS-H, la solution de ce sel dans l’eau de mer, conduit à la formation de brucite, Mg(OH)2, par échange d’ions, suivant la réaction : Ca(OH)2 + MgCl2 ↔ CaCl2 + Mg(OH)2 Mg(OH)2 est un composé insoluble qui précipite à la surface du béton et qui peut ralentir plus ou moins la pénétration des ions agressifs dans le béton. Par ailleurs, la réaction des chlorures avec les aluminates conduit également à la formation de monochloroaluminate de calcium. Action du sulfate de magnésium Ce sel en solution dans l’eau de mer, est très agressif et donne lieu à différentes réactions : – réactions de dissolution et d’échange des ions Ca++ de la portlandite et des CS-H avec les ions Mg++ de l’eau de mer. Ces réactions conduisent à la précipita-

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tion de brucite Mg(OH)2, à la transformation progressive des C-S-H en composés peu structurés ou mélanges de type C-M-S-H et M-S-H sans propriétés liantes, ainsi qu’à la formation de gypse CaSO4.2H2O. La réaction de base avec Ca(OH)2 peut s’écrire : Ca(OH)2 + MgSO4 + 2H2O ↔ CaSO4.2H2O + Mg(OH)2 – réactions de précipitation d’ettringite pouvant être expansive, par réaction du sulfate avec les aluminates du liant (C3A, aluminates hydratés) : C3A + 3CaSO4.2H2O + 26H2O ↔ C3A.3CaSO4.32H2O Action du dioxyde de carbone Ce composé contenu dans l’eau de mer, sous forme en particulier de carbonate acide de potassium, ou issu de l’atmosphère, agit sur les composés calciques du béton (Ca(OH)2 et C-S-H). Il est à l’origine de la formation de carbonates de calcium CaCO3 sous forme de calcite ou d’aragonite, composés peu solubles, pouvant avoir un effet atténuateur des réactions de dégradation. Ca(OH)2 + CO2 + H2O ↔ CaCO3 + 2H2O Formation de thaumasite La thaumasite, CaSO4.CaSiO3.CaCO3.15H2O, composé pouvant être à l’origine de gonflements, peut être présente dans les bétons dégradés par l’eau de mer. Elle peut se former à partir des sulfates de l’eau de mer ou néoformés, de la silice libérée par la dégradation des C-S-H, et du CO2 d’origine interne (granulats, fines calcaires) ou externe (eau de mer, atmosphère). Elle peut également résulter d’une transformation progressive de l’ettringite à laquelle elle peut se substituer au cours du temps [REG 78]. Toutefois, les travaux de Yamada et al. [YAM 06] ont montré que les chlorures de l’eau de mer pouvaient avoir un effet atténuateur sur la formation de la thaumasite. Les conditions de formation de ce composé ont été traitées précédemment (§ 3.4).

4.4. Les paramètres qui conditionnent la durabilité des bétons en milieu marin 4.4.1. Paramètres environnementaux • Composition de l’eau de mer : teneur en sels, sachant que cette teneur peut varier largement non seulement d’un océan ou d’une mer à l’autre, mais également selon la zone géographique considérée (zone côtière, pleine mer) en fonction de conditions climatiques locales (ensoleillement…).

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• Conditions climatiques générales : cycles annuels et saisonniers (gel, ensoleillement…), température (une élévation de température étant généralement un facteur d’accélération des réactions chimiques). • Zone d’exposition : immersion totale, semi-immersion, zone de marnage et d’aspersion, zone d’embruns, choc des vagues, érosion par le sable…

4.4.2. Paramètres géométriques • Nature et dimensions des éléments exposés : digues, piles, tabliers d’appontement, poutres… • Épaisseur des éléments, arêtes, particulièrement sensibles aux attaques…

4.4.3. Paramètres en relation avec la formulation du béton • La compacité est l’indicateur majeur de résistance aux agressions par l’eau de mer. Elle est en relation avec la classe de résistance du béton. Elle est représentée essentiellement par la porosité, la perméabilité et la diffusivité qui déterminent la résistance à la pénétration des substances agressives dans le matériau. • Le type de ciment. La norme NF P15-317 définit les critères d’aptitude des ciments destinés aux travaux à la mer. Ces critères, valables également pour les travaux en milieux sulfatiques moyennement agressifs, ont été présentés dans le tableau 12.6. Outre la limitation des teneurs en C3A et en SO3, ce tableau fait apparaître une limitation de la teneur en C3S, principale source de portlandite, minéral vulnérable dans l’eau de mer. C’est pourquoi les ciments composés à base de cendres volantes, de pouzzolanes [MAS 93], de fumées de silice ou plus particulièrement de laitier granulé de haut fourneau [GEI 00, REG 77], qui conduisent à des bétons moins riches en portlandite, sont généralement bien adaptés aux travaux à la mer. On admet ainsi que les ciments contenant au moins 60 % de laitier (CEM III/A, III/B et III/C) sont résistants à l’eau de mer. Les prescriptions valables pour les ciments de teneurs en laitier inférieures, ainsi que pour les autres ciments composés, sont rassemblées dans le tableau 12.6 du paragraphe 3.3.7. Un exemple d’utilisation de ciment aux cendres dans un ouvrage maritime est donné par la figure 12.24.

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Figure 12.24 : pont sur le Tage à Lisbonne. Béton à base de cendres volantes en milieu marin. Fractographie au MEB. Liant compact : C-S-H denses, grain sphérique de cendre (V) recouvert d’hydrates (C-S-H) et cristaux de portlandite lamellaires (P) (photo LERM). Le pont construit sur l’estuaire du Tage à Lisbonne constitue un bon exemple d’utilisation de ciment aux cendres volantes en environnement marin [LIN 05]. Pour cet ouvrage, dont la durée de vie prévue est de 120 ans, un béton confectionné avec des granulats calcaires, dosé à 430 kg/m3 de ciment de type CEM IV/A 32,5 prise mer contenant 22 % de cendres et de rapport E/C = 0,33 a été mis en œuvre dans toutes les zones exposées (zones immergées, zones de marnage, zones d’embruns). Le suivi de l’ouvrage depuis sa mise en service en 1998, montre que, sauf dans quelques zones d’importance limitée par rapport à la dimension de l’ouvrage, le béton ne présente aucune dégradation chimique significative. Les résistances mécaniques après 1 an dépassent fréquemment 60 MPa. La porosité à l’eau est de l’ordre de 9 à 13%, la perméabilité à l’oxygène peut atteindre des valeurs aussi basses que 10–19 m2 et le coefficient de diffusion des chlorures est de 0,5.10–12 après 36 mois.

En tout état de cause, l’indicateur majeur de durabilité du béton vis-à-vis de l’eau de mer reste sa compacité telle que définie plus haut. C’est ainsi que des bétons compacts fabriqués avec un ciment Portland sont toujours en bon état après un séjour de soixante-dix ans dans l’océan Pacifique [MEH 86]. De même des bétons de faible rapport E/C, dosés à 400 kg/m3 de ciments Portland de teneurs en C3A comprises entre 5,9 % et 14,9 % sont toujours en bon état après vingt-six ans d’immersion totale en mer Méditerranée. Seul un ciment dont la teneur en aluminate tricalcique était de 15,4% a montré une diminution de résistances mécaniques au bout de 15 ans. Les résultats de cette étude, rapportés par Salomon [SAL 87], sont donnés dans le tableau 12.12. Bien entendu, ces résultats ne sont pas extrapolables aux conditions d’exposition plus sévères (marnage, aspersion…) où le paramètre «compacité» reste néanmoins primordial.

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Tableau 12.12 : résistances mécaniques d’éprouvettes 7 × 7 × 28 cm de bétons de rapport E/C = 0,425, dosés à 400 kg/m3, en immersion totale dans l’eau de mer Méditerranée pendant 26 ans, d’après [SAL 87]. Teneurs en C3A du ciment (%)

Résistances en flexion (MPa)

Résistances en compression (MPa)

5,9 6,2 13,9 14,9 15,4

8,1 6,0 8,6 7,0 3,2

44,4 35,5 46,4 38,3 28,2

L’eau de mer est intrinsèquement un milieu modérément agressif chimiquement. Toutefois, dans les zones de marnage et d’aspersion, soumises aux cycles d’humidification/séchage ainsi qu’aux effets mécaniques des vagues, le milieu doit être considéré comme fortement agressif. En raison de la multiplicité des ions en présence, les mécanismes d’attaque sont complexes et très imbriqués : – dissolution de la portlandite et lixiviation de la chaux des C-S-H ; échanges Ca2+→ Mg2+ avec précipitation de brucite Mg(OH)2, insoluble, et transformation progressive des C-S-H en C-M-S-H, sans propriétés liantes ; – formation de monochloroaluminates de calcium C3A.CaCl2.10H2O. Précipitation de gypse secondaire CaSO4.2H2O ; – formation d’ettringiteC3A.3CaSO4.32H2O expansive par réaction des sulfates avec les aluminates du ciment et par transformation des chloroaluminates ; cristallisation de calcite ou d’aragonite CaCO3 ; – formation de thaumasite CaCO3.CaSO4.CaSiO3.15H2O. L’ensemble de ces réactions se traduit par un accroissement de la porosité du béton, par des gonflements et des fissurations, fortement aggravés par les cycles climatiques, les effets mécaniques des vagues et éventuellement par la corrosion des armatures. La formation de brucite et de calcite à la surface du béton peut avoir un effet atténuateur. Les indicateurs majeurs de la durabilité en milieu marin sont : – la compacité du béton qui conditionne sa perméabilité et sa diffusivité ; – la teneur en C3A du ciment, limitée par la norme NF P15-317 ; – la teneur potentielle en Ca(OH)2, les ciments avec constituants réduisant la teneur potentielle en portlandite (cendres volantes, pouzzolanes, laitier de hautfourneau…) étant favorables de ce point de vue.

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5. SIMULATIONS NUMÉRIQUES DES PRINCIPAUX MÉCANISMES D’ATTAQUE Cette question est traitée dans le chapitre 4 du présent ouvrage, et ne sont donnés ici que les principes généraux: – le béton est un matériau poreux formé de phases solides réactives en équilibre chimique avec la solution interstitielle qui remplit plus ou moins la porosité ; – l’attaque chimique correspond à la rupture de l’équilibre chimique provoquée par la mise en contact des ions agressifs avec les phases solides qui se traduit par une succession de phénomènes de dissolution ou lixiviation des hydrates et de précipitation de composés délétères ou non ; – les phénomènes mis en jeu nécessitent le couplage des réactions chimiques (dissolution/précipitation) et des mécanismes de transport des substances agressives. C’est le transport réactif ; – transport par diffusion sous l’effet des gradients de concentration : diffusion moléculaire régie par les lois de Fick et diffusion ionique décrite par la relation de Nernst-Plank ; – transport par convection (ou perméation) sous gradient de pression hydraulique, régi par la loi de Darcy ; – la modélisation des réactions chimiques s’appuie essentiellement sur la loi d’action de masse qui peut être exprimée sous la forme : [S] = K [C1]α1 [C2]α2 (K = constante de formation de l’espèce S ; α1 et α2 = coefficients stoechiométriques de la réaction chimique) ; – la modélisation nécessite la résolution des équations de diffusion couplées aux réactions chimiques. Dans le cas d’un transport diffusif, le bilan de matière dans un volume élémentaire représentatif s’écrit pour une section unitaire : 2

∂ c i 1 ∂C i ∂c -------i = D a, i ---------- – --- -------2 p ∂t ∂t ∂x avec : p porosité, ci concentration en phase liquide du constituant i ; Ci sa concentration en phase solide et Da son coefficient de diffusion apparent dans le béton. La quantité de constituant i résultant de la réaction chimique suit une cinétique de dissolution ou de précipitation. Les cinétiques de réaction étant infiniment plus rapides que les cinétiques de transport, l’approximation de l’équilibre chimique local est pertinent. Différents modèles ont été proposés parmi lesquels on peut citer : – le modèle DIFFUZON d’Adenot [ADE 92] qui permet de suivre le comportement d’une pâte de ciment soumise à la lixiviation par une eau déminéralisée de pH stabilisé à 7 (cf. § 3.1) ;

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– le modèle STADIUM de Marchand [MAR 02] et Maltais et al. [MAL 04] qui permet de rendre compte des attaques sulfatiques externes ; – le modèle CHEMHYD3D [BEN 00] utilisé par Guillon [GUI 04], qui est un modèle de transport multi-espèces qui génère les microstructures et permet d’accéder au réseau poreux de la pâte de ciment. Il a été appliqué aux cas de l’eau déminéralisée et minéralisée ainsi qu’à l’attaque par l’eau de mer. L’ensemble de ces modèles permet une approche prédictive des phénomènes d’attaque chimique et trouvent leur utilité dans la conception, le suivi et la gestion des ouvrages à durée de vie longue.

6. CONCEPTION DES BÉTONS RÉSISTANT AUX AGRESSIONS CHIMIQUES Dans les paragraphes précédents, les principaux milieux chimiquement agressifs, les mécanismes de dégradation qu’ils mettent en jeu ainsi que les paramètres déterminant la résistance chimique du béton ont été passés en revue. Cette approche phénoménologique a montré que le béton fabriqué conformément aux règles de l’art est un matériau normalement durable si ses qualités intrinsèques (compacité, perméabilité, diffusivité) sont adaptées au milieu auquel il est exposé. Ces qualités intrinsèques sont en relation avec la composition du béton (type, classe et dosage du ciment, teneur en éléments fins, rapport eau/ciment, qualité de l’eau de gâchage, nature minéralogique des granulats, adjuvants…) et avec sa mise en œuvre (vibration, cure, respect de l’enrobage des armatures…). En tout état de cause, au contact de substances agressives, des précautions particulières supplémentaires sont nécessaires si l’on veut obtenir des bétons résistant aux agressions chimiques. Dans les paragraphes qui suivent, l’approche phénoménologique est complétée par une approche normative traitant : – des recommandations générales et spécifiques pour la conception, la fabrication et la mise en œuvre de bétons durables, avec une référence succincte à l’approche performantielle ; – des essais qui permettent de qualifier les mortiers et les bétons vis-à-vis des attaques chimiques ; – des dispositions normatives relatives à la classification des environnements agressifs et au choix des ciments en fonction du type d’attaque et de la classe d’exposition selon le fascicule de documentation FD P18-011 et la norme NF EN 206-1.

6.1. Recommandations générales Certains ouvrages sont destinés à être au contact de milieux chimiquement agressifs plus ou moins sévères :

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– digues, ports, piles de ponts, au contact de l’eau de mer ; – bâtiments industriels de fabrication de produits chimiques, au contact des liquides ou des vapeurs des produits fabriqués ; – ouvrages de stockages au contact de produits organiques susceptibles d’évoluer en présence d’activité bactérienne ; – bacs de rétention sous des cuves de produits chimiques tels que les acides concentrés ; – etc. Pour chacun de ces ouvrages, le maître d’ouvrage est en droit d’attendre la durabilité souhaitée qui peut aller de quelques jours (cas des bacs de rétention qui ne fonctionnent qu’en cas de rupture accidentelle des cuves supérieures) à plusieurs dizaines d’années (bâtiments industriels…) ou 100 ans et plus pour les ouvrages d’art. Pour cela, il attend de la maîtrise d’œuvre des conseils avisés sur la conception de l’ouvrage et la qualité des matériaux à utiliser, et de l’entreprise une mise en œuvre soignée. Conception des ouvrages La conception des ouvrages situés dans des milieux chimiquement agressifs doit faire l’objet d’une réflexion approfondie associant le maître d’ouvrage, le maître d’œuvre et des spécialistes des dégradations des matériaux de construction. Le premier problème est de définir clairement les attaques environnementales liées à l’agressivité des ambiances et, comme on l’a vu dans ce chapitre, à la présence d’eau. Pour cela, le maître d’ouvrage peut s’appuyer sur les normes définissant les classes d’exposition en fonction de valeurs limites de concentration en certains éléments (cf. § 6). Cependant, ces normes seront parfois insuffisantes pour classer son ouvrage par rapport à une classe d’exposition. Il faut alors normalement faire appel au retour d’expérience des intervenants et, souvent, rechercher dans des revues spécialisées des données scientifiques plus spécifiques. Or, du fait que la norme béton NF EN 206-1 indique que les propriétés requises des bétons sont spécifiées par le prescripteur au producteur, la tendance actuelle pour celui-ci est de surévaluer les risques pour se prémunir d’éventuelles dégradations futures. Ainsi, il est souvent difficile pour le producteur de béton de connaître la raison essentielle qui a conduit au classement de l’ouvrage dans la classe d’exposition retenue. Or, ce point est fondamental pour le choix du liant. Le deuxième problème est lié à la conception même de l’ouvrage. Il convient d’éviter autant que possible les zones singulières dans lesquelles les dégradations apparaissent généralement en premier du fait d’une pénétration plus facile des solutions agressives. Ainsi, les formes simples, évitant la stagnation des agents liquides agressifs, seront recherchées. Les reprises de bétonnage et les différents

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joints constructifs seront aussi particulièrement étudiés. Les solutions réparatrices visant à solutionner des problèmes potentiels de mise en œuvre (nid de cailloux) ou de vieillissement (fissuration) peuvent être proposées par l’entreprise dès la réponse à l’appel d’offres. Conception des bétons La conception des bétons résistant aux agents chimiques dépend directement du degré d’agressivité de l’environnement. Il convient donc de connaître le mieux possible cette agressivité de manière à optimiser la formulation du béton en fonction de sa destination. Par ailleurs, on a vu précédemment que la résistance d’un ouvrage aux agressions chimiques était fonction de paramètres physiques (perméabilité, diffusivité) et chimiques (composition) du béton. Du point de vue physique, il faut concevoir un béton compact, peu perméable, qui puisse limiter l’accessibilité des agents agressifs. La diminution du rapport eau/liant équivalent, l’optimisation du squelette granulaire, l’introduction de fines et ultrafines et l’utilisation de superplastifiants, sont des solutions à privilégier. Du point de vue chimique, il convient d’adapter le choix des matériaux aux agents agressifs (cf. § 6.4). Cependant, en général, comme on l’a vu précédemment, les liants qui conduisent à une teneur en portlandite limitée dans le béton durci (liants pouzzolaniques ou contenant des laitiers de haut-fourneau) sont ceux qui résistent le mieux à la plupart des agressions chimiques. Fabrication et mise en œuvre La qualité des matériaux, la compatibilité entre matériaux et méthodes de construction, la qualité de l’exécution, les niveaux de contrôle et d’assurance qualité sont des paramètres fondamentaux vis-à-vis de la durabilité des ouvrages dans tous les cas et en particulier en ambiances chimiques agressives. Il est utile de rappeler ici que, comme pour tous les bétons, la fabrication des bétons résistant aux agressions chimiques doit respecter les rapports eau/liant équivalent préconisés. Pour cela, la teneur en eau de l’ensemble des granulats doit être prise en compte et on veillera à éviter les approvisionnements en matériau durant les phases de coulage (ce qui entraîne souvent de brusques variations de teneur en eau). Il est bien évident aussi qu’aucun ajout d’eau n’est autorisé. Lors de la mise en œuvre, et avant la mise au contact du béton avec le milieu agressif, il conviendra d’éviter tout ce qui peut contribuer à diminuer ses caractéristiques intrinsèques (fuite de laitance, mauvaise vibration, cure insuffisante, fissures de retrait, défauts structurels…). Il faudra ainsi penser à adapter la plasticité du béton à la densité de ferraillage de la pièce considérée et aux moyens de vibrations disponibles sur le chantier.

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Enfin, dans la mesure du possible, on veillera à retarder au maximum le contact entre agents agressifs et béton, surtout en présence de liants pouzzolaniques à cinétique de durcissement lente. Entretien des ouvrages La dégradation rapide des ouvrages en ambiance chimique sévère est souvent liée à un manque d’entretien, surtout lorsqu’une protection supplémentaire est exigée. On constate souvent dans des bâtiments industriels une perte de l’imperméabilité de surface (fissuration de l’enduit protecteur, abrasion des joints anti-acide entre carreaux de carrelage…) qui permet le passage de l’agent agressif et conduit rapidement à une perte des propriétés mécaniques de la structure sous-jacente. Il est donc indispensable de surveiller l’état de la protection et d’en effectuer fréquemment l’entretien pour éviter des désordres qui sont souvent sans aucune mesure avec le coût de maintenance. De la même manière, pour des attaques chimiques particulièrement sévères, il faut mettre en place des systèmes de protection du béton voire, dans certains cas, accepter le fait qu’une partie du béton – la partie superficielle – soit considérée comme « consommable ». Il faut dans ce cas prévoir régulièrement une réfection de surface après avoir purgé la partie contaminée par l’agent agressif.

6.2. Recommandations spécifiques Les recommandations spécifiques sont liées aux différentes attaques présentées dans ce chapitre. Elles concernent principalement les liants et, dans une moindre mesure, les granulats. Du point de vue des ciments, comme il est indiqué au paragraphe 7 « Dispositions normatives », les ciments préconisés en présence de sulfates sont en France les ciments PM et les ciments ES conformes respectivement aux normes NF P15-317 (ciments pour travaux à la mer) et NF P15-319 (ciments pour travaux en eaux à haute teneur en sulfates). Ces normes donnent des spécifications particulières, en particulier sur la composition chimique des ciments (teneurs en MgO, SO3, C3A…). Dans le cas des autres agressions chimiques, il convient de se référer au fascicule de recommandation FD P18-011 (cf. § 7) qui indique pour les principales agressions chimiques, les ciments à utiliser. Pour ces agressions, il est aussi possible, en France, d’utiliser un liant équivalent composé d’un CEM I et d’additions minérales à caractère pouzzolanique ou hydraulique potentiel : cendres volantes et laitier de haut-fourneau, pour les classes d’exposition chimique faible à modérée (XA1 et XA2 selon la norme NF EN 206-1), et fumée de silice pour toutes les classes d’exposition chimique (XA1 à XA3).

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En ce qui concerne le choix des granulats, il conviendra de ne pas utiliser de granulats calcaires ou dolomitiques en environnement acide, ni de granulats dolomitiques en présence d’eau de mer.

6.3. Esquisse d’une approche performantielle Compte tenu de la diversité des attaques chimiques, l’approche performantielle est particulièrement adaptée pour optimiser la formulation du béton à retenir. Cependant, la difficulté majeure est de définir les conditions d’essai de comportement en ambiance chimiquement agressive de manière à rester au plus près de la réalité tout en ayant une réponse rapide. Il est évident que la performance mécanique seule n’est pas un critère suffisant pour choisir un béton durable (même si elle y contribue). Ainsi, compte tenu du mode de pénétration des agents agressifs, il est préférable de rechercher le béton le plus compact et le plus imperméable possible. Des essais de qualification basés sur les indicateurs classiques de durabilité (perméabilité et diffusivité) sont donc recommandés. Par ailleurs, et dans des ambiances agressives peu courantes, il semble indispensable de pratiquer en laboratoire des essais, accélérés ou non, de tenue du matériau dans le milieu agressif considéré. Il est important de veiller à ce que les essais pratiqués reproduisent au mieux les conditions d’exploitation pendant toute la durée d’utilisation envisagée de la structure et en particulier les cycles séchage/immersion, la concentration en agents agressifs et la température, l’ensemble de ces paramètres ayant une influence déterminante sur la cinétique de dégradation. La caractérisation de la tenue du matériau peut se faire par voies mécaniques (suivi des résistances), physiques (suivi des propriétés de transfert) ou chimiques (suivi des pertes d’alcalinité ou des ions passés en solutions).

6.4. Essais 6.4.1. Essais de lixiviation/hydrolyse Plusieurs essais de lixiviation/hydrolyse sont utilisés en laboratoire pour quantifier la décalcification de la pâte de ciment et alimenter les modèles de prédiction. Les résultats sont généralement utilisés pour des applications spécifiques comme le stockage profond des déchets radioactifs ou la tenue des bétons en ambiance agricole. Dans tous les essais, la dégradation est quantifiée de plusieurs manières : – par le suivi de la profondeur de dégradation : c’est l’essai le plus simple et le plus rapide qui consiste à mesurer l’épaisseur dégradée mise en évidence par pulvérisation d’une solution alcoolisée de phénolphtaléïne (la partie dégradée ne change pas de couleur) ;

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– par le suivi dans la solution agressive de la quantité de Ca2+ lixiviés. Ce résultat permet de renseigner la plupart des modèles de prédiction actuellement développés ; – par la mesure de la teneur résiduelle en calcium solide dans le matériau. Cette analyse est faite généralement à la microsonde et permet de tracer des profils en éléments chimiques (Ca, Si, Al, Fe…), ce qui donne une meilleure compréhension des déplacements chimiques. Essais de lixiviation sous eau peu chargée En absence de normes ou de recommandations, plusieurs essais de lixiviation/hydrolyse avec des eaux pures ou peu chargées sont pratiqués sur pâte, mortier ou béton [ADE 92, BOU 94, TOG 98, KAM 03b]. Ces essais ont comme point commun le maintien d’un pH constant, la plupart du temps égal à 7, par addition d’acide, passage sur une résine échangeuse d’ions, ou renouvellement de la solution agressive, mais sont différents par les rapports surface d’échantillon / volume de solution agressive utilisés. Généralement, ils se font à 20 °C, voire à des températures supérieures, durent plusieurs mois et conduisent à des épaisseurs dégradées relativement faibles (de l’ordre de 3 mm en un an). Essais de lixiviation au nitrate d’ammonium Les essais de lixiviation sous eau pure étant relativement lents, des essais accélérés utilisant une solution agressive à base de nitrate d’ammonium ont été développés [ESC 93, CAR 96]. Ces essais, basés aussi sur le déplacement des équilibres chimiques solide / liquide, sont effectués aussi bien sur pâtes, que sur mortiers et bétons. En absence de recommandations, les conditions d’essais sont assez variables, surtout en ce qui concerne le rapport surface d’échantillon/volume de solution agressive [CAR 96, HEU 01, LEB 01, SCH 99, PER 05]. Cependant, en général, la concentration en nitrate d’ammonium est de 6 mol/L, la solution étant renouvelée tous les mois environ. Un maintien de pH peut aussi être effectué, ce qui accélère encore la cinétique de dégradation. Les profondeurs dégradées peuvent atteindre les 3 mm en deux à trois jours (soit un facteur d’accélération de 100 au moins par rapport à l’eau pure) et dépasser les 15 mm en 3 mois. Il faut souligner que l’utilisation du nitrate d’ammonium exige des précautions particulières que ce soit au niveau du stockage (produit à caractère explosif), de l’essai (dégagement d’ammoniac) et de l’évacuation des solutions après essai.

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Essais de lixiviation aux acides organiques Des essais spécifiques ont été développés pour étudier le comportement des matériaux cimentaires au contact d’acides organiques présents dans les milieux agricoles (jus d’ensilage, lisiers) ou agroalimentaires (laiterie, fromagerie…) [BER 04a]. Ils consistent généralement à plonger des échantillons de pâte ou de mortier dans des acides organiques en maintenant le pH à 4 (ou 6) et à suivre l’évolution de la profondeur dégradée (microanalyse par sonde électronique). Les acides utilisés sont généralement l’acide acétique et l’acide lactique, la valeur initiale du pH étant obtenue par addition de soude. Bertron et al. [BER 05a] ont ainsi montré que les recommandations actuelles sur le choix du ciment en ambiance agricole mériteraient d’être reconsidérées.

6.4.2. Essais de tenue aux sulfates Vis-à-vis des attaques sulfatiques externes, il existe des essais normalisés destinés à qualifier les ciments et les mortiers, mais il n’en existe pas pour évaluer la tenue des bétons. Essais sur pâte de ciment Dans l’essai Anstett [ANS 23], effectué sur une pâte pure de ciment mélangée avec du gypse (rapport 50/50), le critère de tenue aux sulfates est un critère dimensionnel (variation du diamètre des éprouvettes aux échéances de 28 et/ou 90 jours). Un accroissement de plus de 1,25 % classe le ciment comme non résistant aux sulfates. Cet essai, simple et rapide, mais extrêmement sévère a été souvent très critiqué. Dans l’essai proposé par Mehta [MEH 75, MEH 80], les éprouvettes de pâte pure sont immergées dans une solution à 4 % de Na2SO4. Le critère de tenue est le maintien de la résistance mécanique (un matériau est non résistant aux sulfates si une perte de résistance mécanique supérieure à 25 % par rapport à la résistance du témoin est constatée). Cet essai est rapide mais donne des résultats variables, le mode opératoire n’étant pas optimisé. Essais sur mortier Plusieurs essais sont normalisés : – norme ASTM C1012-95a, applicable à tous les ciments. Les prismes de mortier sont immergés dans une solution à 50g/L de Na2SO4 à 23 °C et un suivi de l’allongement des éprouvettes est effectué durant au moins 15 semaines ; – norme ASTM C452-95, applicable exclusivement aux ciments sans additions. Du gypse est ajouté lors du gâchage (teneur en SO3 au moins de 7 % en masse par rapport au mortier), les éprouvettes étant ensuite immergées dans de l’eau à

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20 °C. Des mesures de l’allongement des prismes sont effectuées au cours de l’essai ; – norme NF P 18-837 [16] « Produits de calage et/ou de scellement à base de liants hydrauliques – Essai de tenue à l’eau de mer et/ou à l’eau à haute teneur en sulfates ». Des mesures d’allongement sont réalisées tous les mois sur des prismes 2 × 2 × 16 cm de mortier normal immergés dans une solution de MgSO4.7H2O à 50g/L, et comparées aux mesures effectuées sur une série de prismes conservés dans l’eau distillée. D’autres procédures par immersion d’éprouvettes de mortiers dans différentes solutions de sulfate de concentrations variables (sulfates de sodium, de magnésium, de calcium) sont souvent utilisées dans les laboratoires. En tout état de cause, les résultats montrent que les essais sur mortier ne sont représentatifs que du comportement du ciment (dont ils permettent, dans les meilleurs cas, d’effectuer un classement) mais qu’ils ne sauraient en aucun cas représenter le comportement futur du béton. Essais sur bétons On trouve dans la littérature des résultats d’essais de résistance aux sulfates réalisés sur béton, généralement plus représentatifs du comportement d’un béton d’ouvrage que ne le sont les mortiers. Toutefois, ces essais se révèlent généralement très longs et incompatibles avec les exigences des chantiers. Khatri [KHA 97], qui a comparé le comportement de prismes de mortiers et de bétons fabriqués avec les mêmes ciments (CEM I et ciments avec ajouts de laitier ou fumées de silice), montre que le comportement des mortiers ne suit pas le comportement des bétons en raison des différences de perméabilité des matériaux.

6.4.3. Essais de tenue à l’eau de mer En France la norme NF P 18-837 propose un essai de tenue à l’eau de mer pour les produits de calage et/ou de scellement à base de liants hydrauliques. Cet essai, qui a souvent été transposé aux mortiers normaux, permet un classement des ciments. Bien que de nombreux essais sur bétons aient été effectués soit en laboratoire, soit en milieu naturel dans des stations expérimentales (Boulogne-sur-Mer, La Rochelle [REG 77], Treat Island aux USA), il n’existe pas de mode opératoire recommandé ou normalisé.

6.4.4. Essais de tenue aux attaques biologiques Il n’existe pas d’essai normalisé pour ce type d’attaque.

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Essais de vieillissement aux algues et champignons Ces essais sont souvent pratiqués pour appréhender les modifications esthétiques des produits de construction lors de leur colonisation par des algues ou des champignons [DUB 97]. Ces essais consistent à étudier l’évolution de l’aspect du matériau lorsqu’il est soumis à des cycles d’écoulement/séchage ou à des remontées capillaires en présence d’algues [ESC 06]. Essai de vieillissement bactérien Différents essais ont été proposés, parmi lesquels celui de Sand et al. [SAN 87] qui ont conçu un dispositif contrôlé en température, pH, humidité relative et teneur en hydrogène sulfuré, permettant de tester des bétons ensemencés avec des souches bactériennes. La dégradation des bétons est exprimée en termes de perte de poids. Par ailleurs, Monteny et al. [MON 00] font mention d’essais comparatifs entre deux tests : un test chimique d’attaque directe par l’acide sulfurique et un test simulant une attaque microbiologique. Les conclusions de ces auteurs indiquent que des différences sont observées entre les deux types d’attaque, comme cela a été aussi mis en évidence par Bertron et al. [BER 05b], (voir § 3.6). Le béton fabriqué et mis en place selon les règles de l’art est un matériau normalement durable si ses qualités sont adaptées au milieu auquel il est exposé. Cependant, dans les milieux chimiquement agressifs, et compte tenu des diversités et des sévérités des attaques de la matrice cimentaire, il convient de retenir suffisamment en amont de l’exécution du chantier une approche méthodologique particulière si l’on veut garantir cette durabilité, approche que l’on peut résumer de la manière suivante : – à partir des recommandations générales et spécifiques, réflexions sur la conception, la formulation, la fabrication, la mise en œuvre et l’entretien (maintenance) des bétons dans la structure ; – recherche d’une formulation de béton basée sur une approche performantielle et qualifiée par les indicateurs de durabilité pertinents de l’attaque considérée ; – validation de l’approche retenue par des essais, accélérés ou non, représentatifs de l’attaque considérée.

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7. DISPOSITIONS NORMATIVES Du point de vue normatif, les principales dispositions à prendre vis-à-vis des eaux agressives sont édictées dans la norme béton NF EN 206-1 pour les bétons de structure, dans les normes des produits préfabriqués et dans le fascicule de documentation FD P18-011 spécifique des environnements chimiquement agressifs1. La norme européenne NF EN 206-1 définit des classes d’exposition en fonction des actions dues à l’environnement et donne des règles d’utilisation des constituants dans ces environnements préalablement définis. En ce qui concerne les environnements chimiquement agressifs, la plupart des cahiers des charges pour la construction des ouvrages y compris la norme béton NF EN 206-1 renvoient au fascicule de documentation FD P18-011. Norme NF EN 206-1 Cette norme s’applique aux bétons de structure qu’ils soient coulés en place ou préfabriqués. Les exigences normatives sont basées sur une durée de vie présumée d’au moins 50 ans dans des conditions d’entretien anticipées. Pour des durées de vie inférieures ou supérieures, des valeurs limites moins sévères ou plus sévères peuvent être nécessaires. Fascicule de documentation FD P 18-011 Ce fascicule a pour but : – de compléter la définition des environnements chimiquement agressifs les plus courants pour les bétons non armés, armés et précontraints ; – de fournir des recommandations pour la fabrication des bétons destinés à des structures soumises à ces environnements chimiquement agressifs, en particulier pour le choix des ciments.

7.1. Classification des environnements agressifs Norme NF EN 206-1 Cette norme définit 18 classes d’exposition en fonction des actions dues à l’environnement dont certaines classes particulières correspondant à des expositions spécifiques telles que l’eau de mer ou les milieux chimiquement agressifs. Cependant cette classification n’exclut pas la prise en compte de conditions particulières ni l’application de mesures de protection supplémentaires (revêtements protecteurs par exemple). 1. Au moment de la rédaction de ce livre, le fascicule de documentation FD P 18-011 est en cours de révision. La version provisoire à laquelle nous faisons référence (03/05/2007) peut encore être modifiée dans la version définitive du texte.

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La norme NF EN 206-1 permet, en combinant les classes d’exposition, de définir avec précision l’environnement de chaque partie d’ouvrage et donc de prescrire un béton parfaitement adapté. Les milieux chimiquement agressifs, correspondent aux attaques chimiques se produisant dans les sols naturels, les eaux de surface et les eaux souterraines. Ils sont définis dans trois classes d’exposition en fonction de valeurs limites : – XA1 : environnement à faible agressivité chimique ; – XA2 : environnement d’agressivité chimique moyenne ; – XA3 : environnement à forte agressivité chimique. Les valeurs limites pour les classes d’exposition correspondant aux attaques chimiques des sols naturels et eaux souterraines sont données dans le tableau 12.13. Le choix de la classe se fait par rapport à la caractéristique chimique conduisant à l’agression la plus élevée. Lorsqu’au moins deux caractéristiques agressives conduisent à la même classe, l’environnement retenu doit être normalement celui correspondant à la classe immédiatement supérieure. Tableau 12.13 : valeurs limites pour les classes d’exposition correspondant aux attaques chimiques des sols naturels et eaux souterraines selon la norme NF EN 206-1, tableau 2. Caractéristique chimique

XA1

XA2

XA3

Eaux de surface et souterraines SO42– en mg/L

≥ 200 et ≤ 600

> 600 et ≤ 3000

> 3 000 et ≤ 6 000

pH

≤ 6,5 et ≥ 5,5

< 5,5 et ≥ 4,5

< 4,5 et ≥ 4,0

CO2 agressif en mg/L

≥ 15 et ≤ 40

> 40 et ≤ 100

> 100

NH4+ en mg/L

≥ 15 et ≤ 30

> 30 et ≤ 60

> 60 et ≤ 100

Mg2+ en mg/L

≥ 300 et ≤ 1000

> 1000 et ≤ 3000

> 3000

> 3000 et ≤ 12000

> 12000 et ≤ 24000

Sols SO42– en mg/kg

≥ 2000 et ≤ 3000

Acidité en ml/kg

> 200 Baumann Gully

N’est pas rencontré dans la pratique

Il est à noter que ces valeurs sont relatives à des sols et eaux à une température eau/sol comprise entre 5 °C et 25 °C et où la vitesse d’écoulement de l’eau est suffisamment faible pour être assimilée à des conditions statiques. De même, les valeurs limites peuvent être différentes pour certains sols argileux et en cas de risque d’accumulation d’ions sulfate dans le béton. Par ailleurs, dans un certain nombre de cas, une étude spécifique est nécessaire pour préciser l’agressivité de l’environnement du béton :

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– cas des environnements agressifs dans les milieux industriels ; – cas des sols ou eaux pollués chimiquement ; – cas d’autres substances chimiques agressives non citées dans le tableau 12.13. Fascicule de documentation FD P18-011 Ce document présente le mode d’action des environnements chimiquement agressifs et précise la règle du tableau 2 de la norme NF EN 206-1 relative au classement des environnements contenant plusieurs agents agressifs. Ainsi, lorsque plusieurs agents agressifs sont présents avec des concentrations conduisant à un classement en XA3, la classe d’exposition reste XA3. En outre, lorsqu’au moins un des agents agressifs présente une concentration dépassant la limite de la classe XA3, il convient de prévoir une protection externe (enduit, peinture) ou interne (imprégnation). Comme nous l’avons indiqué au paragraphe 4.2, le fascicule de documentation précise que dans le cas de l’eau de mer, le critère retenu pour le choix de la classe d’exposition est le même que pour le cas de la corrosion induite par les chlorures : exposition à l’air véhiculant du sel marin pour XS1, en immersion permanente pour XS2 et dans la zone de marnage, de projections ou d’embruns pour XS3. Comparaison entre norme NF EN 206-1 et FD P18-011 Le fascicule de documentation FD P18-011 complète la liste des valeurs limites pour les classes d’exposition XA1, XA2 et XA3 donnée par la norme NF EN 2061 dans le cas de l’agressivité des gaz en milieu humide en donnant des seuils sur les teneurs en SO2 et en H2S et dans le cas de l’agressivité des eaux en donnant les valeurs limites du TAC.

7.2. Recommandations générales Norme NF EN 206-1 La norme précise que la composition du béton et les constituants des bétons (ciment, granulats, additions, …) doivent être choisis de manière à satisfaire aux exigences de leur classe d’exposition spécifiées pour le béton frais et durci. Ces exigences sont souvent données en termes de valeurs limites pour la composition du béton et de propriétés définies du béton. Il est toutefois possible d’adopter des méthodes de conception performantielles qui prennent en compte la durée de vie prévue de la structure (voir le chapitre 8). Il est rappelé aussi dans la norme que si le béton est conforme aux valeurs limites spécifiées, pour qu’il satisfasse aux exigences de durabilité dans les conditions environnementales spécifiques, il faut aussi : – que la classe d’exposition ait été correctement sélectionnée ; – qu’il soit correctement mis en place et soumis à une cure efficace ;

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– que l’épaisseur d’enrobage des armatures soit respectée ; – que la maintenance préventive soit réalisée. Les valeurs limites pour la composition des bétons données par les tableaux NA.F.1 et NA.F.2 de la norme respectent la logique de composition vis-à-vis de la durabilité qui veut que lorsque l’environnement devient plus sévère, il convient en premier lieu de diminuer le rapport Eau/Liant équivalent et d’augmenter le dosage en liant équivalent (ce qui a pour premier effet d’augmenter la classe de résistance du béton). La norme renvoi au fascicule de documentation pour le choix du ciment. Pour les classes d’exposition XA1 et XA2 (également XA3 mais seulement pour la fumée de silice), on peut noter la spécificité de la prise en compte dans le liant équivalent des additions normalisées à caractère pouzzolanique ou hydraulique latent (cendres volantes, laitier de haut-fourneau et fumées de silice) particulièrement efficaces dans ces conditions. Pourtant, on peut noter l’interdiction d’utiliser (ou du moins de prendre en compte) le laitier de haut-fourneau comme addition lorsque l’environnement chimique est le plus sévère (XA3) alors que de nombreuses études ont montré que les bétons aux laitiers étaient les plus résistants chimiquement [BER 04a]. Fascicule de documentation FD P18-011 Ce document indique simplement que le béton fabriqué conformément aux règles de l’art est un matériau durable si ses qualités intrinsèques (compacité, perméabilité) sont adaptées au milieu auquel il est exposé et si la fissuration reste limitée. Comparaison NF EN 206-1 et FD P18-011 La norme NF EN 206-1 précise les moyens de respecter les indications générales fournies en introduction du fascicule de documentation.

7.3. Dispositions spécifiques aux différents milieux Norme NF EN 206-1 La norme EN 206.1 générale ne donne des dispositions spécifiques selon les milieux que pour les environnements sulfatiques pour lesquels il est demandé de choisir un ciment résistant aux sulfates. Par contre, dans la norme NF EN 206.1 et son annexe nationale, le choix du ciment adapté aux environnements chimiquement agressifs est fait par renvoi au fascicule de documentation FD P 18 011. Fascicule de documentation FD P18-011 Les recommandations particulières concernant le choix du ciment sont données dans le tableau 12.14.

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Tableau 12.14 : recommandations pour le choix des ciments, d’après le tableau 2 du FD P 18-011. Choix du ciment en fonction du milieu XA1 Milieu contenant (au-dessous de 1500 mg/l) des sulfates XA2 (solutions) à l’exclusion (au-dessus de 1500 mg/l) de l’eau de mer XA3

pas de recommandations particulières XA2 ciments conformes à la norme NF P15-317 (PM) ou NF P15-319 (ES) ciments conformes à la norme NF P15-319 (ES) ciments conformes à la norme NF P15-319 (ES)

XA1 pas de recommandations particulières Milieu contenant des sulfates XA2 ciments conformes à la norme NF P15-317 (PM) ou NF P15-319 (ES) (sols) XA3 ciments conformes à la norme NF P15-319 (ES) CEM II/B-S, CEM II/B-V, CEM II/B-P, CEM II/B-Q, CEM II/B-M (S-V), CEM III/A conformes à la norme NF EN 197-1, CEM III/A conforme à la norme NF EN 197-4, XA1 ciments conformes à la norme NF P15-317 (PM) ou NF P15-319 (ES), et CEM IV/A et B conformes à la norme NF EN 197-1 Milieux acides

CEM II/B-S, CEM II/B-V, CEM II/B-P, CEM II/B-Q, CEM II/B-M (S-V), CEM III/A conformes à la norme NF EN 197-1, CEM III/A conforme à la norme NF EN 197-4 XA2 ciments conformes à la norme NF P15-319 (ES) et CEM IV/Aet B conformes à la norme NF EN 197-1 CEM III/A, B et C, CEM V/A et B conformes à la norme NF P15-319, ciments XA3 d’aluminates de calcium conformes à la norme NF EN 14647, CEM IV/B conformes à la norme NF EN 197-1 XA1 CEM III/A, B et C, CEM V/A et B conformes à la norme NF P15-319

Eaux pures

XA2 ciments d’aluminates de calcium conformes à la norme NF EN 14647 XA3 CEM IV/B conformes à la norme NF EN 197-1

Ainsi, comme il a été écrit précédemment, le choix du ciment en ambiance chimique agressive vise à éviter à la fois la dissolution des phases solubles (la présence de pouzzolanes permet de remplacer la portlandite, de forte solubilité, par des silicates et aluminates de calcium hydratés, moins solubles) et la formation de phases pathologiques (limitation de la teneur en C3A du clinker pour éviter la formation ultérieure d’ettringite en présence de sulfates).

7.4. Approche performantielle L’annexe informative de la norme NF EN 206-1 (annexe J) propose une « méthode de formulation basée sur les performances pour le respect de la durabilité ». Cette méthode passe par la définition préalable des facteurs importants (type et forme de la structure, conditions environnementales locales, niveau d’exécution et durée de vie requise) et s’appuie soit sur le retour d’expérience à

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long terme des pratiques et des matériaux, soit sur des résultats d’essais approuvés représentatifs des conditions réelles, soit sur des méthodes basées sur des modèles analytiques étalonnés par rapport à des résultats d’essais représentatifs des conditions réelles. Ce concept, présenté de façon générale au chapitre 8, peut être appliqué aux ambiances agressives chimiques sévères mais la difficulté essentielle est de définir les essais permettant de qualifier de manière univoque les bétons équivalents et les bétons témoins vis-à-vis des différentes ambiances agressives. En effet, il convient de faire attention aux impacts de certains facteurs d’accélération (concentration en agents agressifs, humidité, température) et aux erreurs possibles dans l’interprétation des résultats obtenus. Il est évident que la modélisation numérique de l’agression est un outil important dans la prévision du comportement des bétons à long terme. Du point de vue normatif et pour les bétons de structure, la classification des environnements agressifs (ou classes d’exposition) et les dispositions associées sont présentées dans la norme béton européenne NF EN 206-1 (2004), et son annexe nationale, et dans le fascicule de documentation FD P18-011 : – la norme NF EN 206-1 permet de définir une classe d’exposition pour chaque partie d’ouvrage et fournit principalement des recommandations générales (dosage minimum en liant, rapport maximum eau efficace sur liant équivalent, classe de résistances pour chaque classe d’exposition) ; – le fascicule FD P18-011 apporte des dispositions spécifiques comme le choix du ciment. Ces dispositions permettent d’assurer normalement une durée de vie minimale de 50 ans1 à l’ouvrage, sous réserve que les classes d’expositions aient été bien définies par le maître d’ouvrage. Pour des durées de vie supérieures, il convient de retenir des approches performantielles basées sur des indicateurs de durabilité généraux ou spécifiques de l’agression considérée.

8. ÉLÉMENTS DE BASE POUR UNE DÉMARCHE DIAGNOSTIC DES DÉGRADATIONS D’ORIGINE CHIMIQUE La démarche se doit d’être globale (holistique), c’est-à-dire qu’elle doit prendre en compte tous les éléments historiques, techniques, environnementaux et économiques du problème. Elle comporte quatre grandes phases résumées ci-après et 1. La norme NF EN 206-1 précise que les prescriptions sont fondées sur l’hypothèse d’une durée de vie de la structure de 50 ans (annexe F). L’Eurocode 0 indique que cette durée de vie de 50 ans concerne les structures de bâtiment et autres structures courantes. Dans le cas des ouvrages d’art par exemple, l’Eurocode permet de dimensionner des ouvrages avec des durées de vie de 100 ans en association avec des bétons simplement conformes à la norme NF EN 206-1.

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détaillées dans le document AFGC-RGCU GranDuBé Mesure des grandeurs associées à la durabilité du béton [AFG 07] : • formulation du problème. Type d’ouvrage, pathologies observées, évolution, conséquences (esthétiques, structurales…), questions posées (identification des pathologies ? État d’avancement ? Évolution possible ? Gestion à long terme ?) • informations générales sur la construction, consultation des documents existants : – catégorie d’ouvrage, importance économique, prestige… – date de construction, durée, différentes étapes… – déroulement du chantier : conditions particulières, incidents divers… • informations sur les matériaux et leur approvisionnement : – formulation du béton : classe de consistance, classe de résistance, – type(s) de ciment(s), dosage(s), additions minérales, – eau de gâchage : dosage, composition, – granulats : origine (roulés, concassés), nature pétrographique, composition minéralogique, granulométrie… • localisation de l’ouvrage et caractéristiques environnementales régionales (plaine, montagne, milieu marin, environnement industriel, urbain), variations saisonnières, conditions locales particulières pour certaines parties de l’ouvrage : parties enterrées, aériennes, immergées, semi-immergées, en zone de marnage, infiltrations, écoulements, remontées capillaires, embruns, gaz d’origine industrielle ou domestique… • visite de l’ouvrage et inventaire des désordres apparents : distinction des dommages au matériau résultant d’une attaque chimique et des dommages résultant d’effets mécaniques, couplages éventuels ; • détermination d’un programme d’essais adapté à l’importance économique et au prestige de l’ouvrage pouvant comporter : – des essais sur site : relevé des fissures, efflorescences, exsudations, déformations, mesure de l’indice de fissuration, instrumentation (suivi des déformations, températures, humidité relative), auscultation dynamique, dosages chimiques in situ (chlorures, sulfates…). Prélèvements d’échantillons représentatifs dans des zones dégradées et non dégradées (carottages, éclats, produits de réaction…) ; – des essais en laboratoire : – essais généraux (mesure des résistances mécaniques sur carottes, porosité à l’eau et masse volumique, analyse chimique globale, identification du ciment par microscopie ou par chimie, dosage en ciment, mesure de l’eau libre, de l’eau liée, de Ca(OH)2 par ATG/ATD, examens MEB de la microstructure et identification des produits de réactions et de l’origine des dégradations, analyse par DRX…), – essais spécifiques en relation avec le type d’attaque identifié ou supposé.

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Compte tenu des multiplicités des types d’agressions chimiques d’une part, et des similitudes des dégradations constatées d’autre part, il est souvent très difficile d’établir un diagnostic simple et univoque. De plus, dans la plupart des cas, les dégradations observées ne sont pas la conséquence d’une seule agression mais la somme d’agressions multiples, chimiques, physiques et mécaniques. L’approche holistique, réalisée par des spécialistes du diagnostic, représente une méthode sûre et efficace pour analyser et comprendre la genèse des dégradations observées, phases indispensables pour proposer ensuite des solutions réparatrices durables.

9. CONCLUSION Le béton est un système chimique fortement basique, évolutif, plus ou moins réactif au contact du milieu extérieur souvent plus « acide » (atmosphère, eaux, solutions salines, acides) mais qui, pour les durées de vie prévues par les normes, est durable s’il est fabriqué conformément aux règles de l’art. Pour les milieux chimiquement agressifs, le vecteur commun à tous les agents agressifs est l’eau qui dissout les composés gazeux ou solides. Le transport des substances agressives se fait essentiellement par perméation et par diffusion, indicateurs majeurs de durabilité dépendant de la compacité du béton. D’une manière générale, les attaques chimiques des bétons mettent en jeu deux mécanismes couplés que sont la dissolution des hydrates (essentiellement la lixiviation des ions Ca2+ de la portlandite Ca(OH)2 et des silicates de calcium hydratés C-S-H) et la précipitation de sels, nocifs ou non. Les conséquences générales sont un accroissement de la porosité et de la fissuration, une augmentation de la perméabilité et de la diffusivité, des pertes de raideur et de résistances mécaniques. De manière synoptique, les différents paramètres de la durabilité chimique sont : – les paramètres liés au matériau : chimie et minéralogie du ciment (type de constituants, Ca(OH)2 potentiel, C3A, C3S…), formulation et propriétés de transfert du béton (compacité) ; – les paramètres liés à l’environnement : nature physique (solide, liquide, gaz) et chimique (acide, base, sel) de l’agent agressif, conditions climatiques générales et locales (immersion, semi-immersion, marnage, aérien, H.R., t°, cycles, mobilité) ; – les paramètres liés à la structure : contraintes de fonctionnement (charges, fatigue), fissuration. Pour la plupart des agressions chimiques, l’utilisation d’additions minérales consommatrices de chaux (laitier, cendres silico-alumineuses, fumées de silice,

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pouzzolanes), et productrices de C-S-H de rapport CaO/SiO2 plus faibles, contribue à améliorer la tenue des bétons. Toutefois, il convient d’adapter la formulation au cas pas cas et par partie d’ouvrage pour prendre en compte la spécificité de l’agression. Bibliographie [ADE 92] ADENOT F. – Durabilité du béton : caractérisation et modélisation des processus physiques et chimiques de dégradation du ciment. Thèse de doctorat, université d’Orléans, 1992, 240 p. [ADE 96] ADENOT F., FAUCON P. – « Modélisation du comportement à long terme des bétons utilisés dans le stockage des déchets radioactifs ». Int. RILEM Conf., Concrete: from material to structure, Arles, 11-12 sept. 1996, p. 55-76. [AFG 04] AFGC – Conception des bétons pour une durée de vie donnée des ouvrages. Maîtrise de la durabilité vis-à-vis de la corrosion des armatures et de l’alcali-réaction. État de l’art et guide pour la mise en œuvre d’une approche performantielle et prédictive sur la base d’indicateurs de durabilité AFGC, juillet 2004. [AFG 07] AFGC-RGCU – GranDuBé, Grandeurs associées à la durabilité des bétons, sous la dir.de G. Arliguie et H. Hornain, Presses des Ponts et Chaussées, 2007, 440 p. [AMB 94] AMBROISE J., MAXIMILIEN S., PERA J. – “Properties of metakaolin blended cements”. Adv. Cem. Bas. Mater., vol. 1, n° 4, 1986, p. 161-168. [ANS 23] ANSTETT F. – Rev. Mater. Constr. et Trav. Pub. Publication n° 162, 51, 1923. [ARB 86] ARBEM – Recommandations FNTP, Prévention des agressions du béton, 1986. [BAR 99a] BARON J., OLLIVIER J.-P. – Les bétons , Bases et données pour leur formulation, Eyrolles, 1999, p. 51-52 et p. 205-207. [BAR 99b] BARON J., OLLIVIER J.-P. – Les bétons, Bases et données pour leur formulation, Eyrolles, 1999, p. 350-354. [BCA 05] British Concrete Association, Concrete in aggressive ground – Special Digest SD1, Third Edition, 2005. [BEN 99] BENSTED J. – “Thaumasite background and nature in deterioration of cements, mortars and concretes”. Cement and Concrete Composites, vol. 21, 1999, p. 117-121. [BEN 03] BENSTED J. – “Thaumasite: direct, woodfordite and other possible formation routes”. Cement & Concrete Composites, vol. 25, n° 8, 2003, p. 873-877. [BEN 00] BENTZ D.P. – CHEMHYD3D: a three dimensional cement hydration and microstructure development modelling package, National Institute of Standards and Technology, NISTIR 6485, 2000. [BER 04a] BERTRON A. – Durabilité des matériaux cimentaires soumis aux acides organiques : cas particulier des effluents d’élevage. Thèse de doctorat, INSA de Toulouse, 2004, 256 p.

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705

Chapitre 13

La durabilité des bétons face aux incendies F. ROBERT, H. COLINA, G. DEBICKI

Résumé La tenue au feu d’un béton dépend de certaines de ses caractéristiques comme la nature des composants utilisés pour sa formulation, la perméabilité, la teneur en eau, la résistance mécanique. Elle dépend aussi des caractéristiques du feu : vitesse de montée en température, température maximale atteinte, durée d’exposition à une température élevée. L’action d’un incendie sur une structure en béton peut conduire à la perte graduelle de la résistance mécanique et dans certains cas à l’écaillage des surfaces les plus exposées au feu. Ces détériorations varient aussi selon le type de béton considéré : un béton à hautes performances par exemple sera plus sensible au phénomène d’écaillage qu’un béton courant si des précautions ne sont pas prises lors de sa formulation. La considération des processus physiques, chimiques et mécaniques qui ont lieu à l’intérieur du matériau béton du fait des hautes températures permet de comprendre les phénomènes en jeu. De récents essais ont permis d’appréhender le rôle des paramètres les plus importants de la composition du béton dans son comportement lors d’une sollicitation au feu, ainsi que l’efficacité des fibres de polypropylène pour la prévention de l’écaillage. L’ensemble des résultats présentés permet de mieux maîtriser les facteurs permettant de construire des structures en béton offrant une résistance accrue en cas d’incendie. Mots-clés BÉTONS, INCENDIE, RÉSISTANCE MÉCANIQUE, ÉCAILLAGE, GRANULATS, ADDITIONS, ADJUVANTS, FIBRES DE POLYPROPYLÈNE, RECOMMANDATIONS, NORMES.

707


1. INTRODUCTION Le bon comportement des bétons face aux hautes températures constitue leur atout majeur pour la réalisation de structures porteuses stables vis-à-vis des incendies, avec des effets mineurs sur les éléments principaux, permettant des réparations susceptibles de prolonger convenablement la durée de vie des ouvrages. L’incendie du tunnel sous la Manche a soulevé la question du comportement des bétons à hautes performances vis-à-vis du feu, notamment sur les aspects écaillage/éclatement et d’évolution des résistances. Suite à cet événement, d’importants programmes de recherche ont permis de préciser les paramètres clés influençant le comportement au feu des bétons. Aujourd’hui, il est possible, dans la plupart des cas, de connaître le comportement de différents types de bétons face au feu. Les bétons évoluent, les recherches sur leur comportement en température se poursuivent parallèlement. Ce chapitre fait un point après une période riche en évolutions. Il pose le lien entre la formulation de béton et son comportement face à de hautes températures. Dans un premier temps, sont présentés deux types de dégradations associées à l’action du feu sur le béton : la perte de résistance mécanique et le détachement de matière. Dans un deuxième temps, sont rapportées les connaissances de base qui permettent de comprendre le comportement du béton face aux hautes températures. Dans un troisième temps, sont détaillés les effets sur la tenue au feu des différents paramètres de formulation des bétons. Cette partie est construite à partir d’une expérience française dont les résultats sont confrontés aux données de la bibliographie. Enfin, sont données les références aux normes et recommandations.

2. DÉGRADATIONS ASSOCIÉES À L’ACTION DU FEU SUR LE BÉTON L’action du feu sur le béton est principalement associée à deux types de dégradation : la perte de résistance mécanique et le détachement de matière, appelé « écaillage du béton ». Or, bien que la première se produise, à des degrés différents, pour tous les bétons exposés à des incendies, il n’en est pas de même pour l’écaillage pour lequel le type de béton joue un rôle important. Enfin, d’autres effets collatéraux sont aussi parfois relevés : des changements de couleur et de la fissuration superficielle (faïençage de la surface exposée, avec des fissures relativement ouvertes). Ceux-ci n’ayant pas d’effet sur la stabilité de l’élément structurel, nous ne les considérerons pas dans ce chapitre. Il est important de noter que la faible profondeur de la zone de l’élément structurel affectée par le feu (fonction de sa durée et de son intensité et qui atteint quelques

708

La durabilité des bétons face aux incendies

millimètres voire centimètres) ainsi que la capacité de réhydratation des C-S-H après refroidissement [ALO 04] permettent dans la plupart des cas d’envisager la réutilisation de la structure en béton après incendie [CIB 90].

2.1. Perte de résistance mécanique L’action des hautes températures sur un élément structurel en béton provoque une diminution graduelle des résistances à la compression et à la traction, qu’elles soient mesurées à chaud ou après refroidissement (résistance résiduelle). Les pertes de résistances varient selon la température atteinte, la vitesse de montée en température et le type de béton. Les normes de dimensionnement traduisent ce phénomène par des courbes d’évolution de la résistance du béton en fonction de la température. La figure 13.1 montre ces courbes tirées du DTU FB (Feu-Béton) [DTU 93] et son amendement A1 [DTU 00], et de l’Eurocode 2, partie 1-2 [EC2 05]. 1,2 1

4

2

Résistance relative

1 0,8 3

0,6

6

5

2

0,4 0,2 0

0

200

400

600

800

1 000

1 200

Température (°C)

Figure 13.1 : résistance relative du béton à la compression en fonction de la température. Courbe 1 : résistance à la compression, DTU FB (norme P 92-701) ; Courbes 2 : courbes extrêmes pour marquer la dispersion, ces courbes représentant déjà des moyennes d’après leurs auteurs, DTU FB (norme P92-701) ; Courbe 3 : résistance à la compression pour les bétons de résistance caractéristique supérieure à 60 MPa et inférieure ou égale à 80 MPa, DTU FB (norme P92-701 et amendement XP P 92-701/A1) ; Courbe 4 : courbe donnant les valeurs de réduction de la résistance caractéristique à la compression du béton, pour un béton de densité normale réalisé avec des granulats calcaires, norme NF EN 19921-2, Eurocode 2 partie comportement au feu ; Courbe 5 : courbe donnant les valeurs de réduction de la résistance caractéristique à la compression du béton, pour un béton de densité normale réalisé avec des granulats siliceux, norme NF EN 19921-2, Eurocode 2 partie comportement au feu ; Courbe 6 : courbe donnant les valeurs de réduction de la résistance caractéristique à la compression du béton, pour un béton appartenant à la classe 2 (béton C 70/85 et C 80/95), norme NF EN 1992-12, Eurocode 2 partie comportement au feu.

709


Les observations expérimentales montrent que l’évolution de ces pertes de résistance diffère d’un béton à l’autre. Le DTU FB [DTU 93, DTU 00] ne se contente pas de donner les rapports de la résistance en température sur la résistance caractéristique à 20 °C, il fait figurer deux courbes limites pour marquer la dispersion des résultats expérimentaux relevés dans la littérature. Bien que les méthodologies d’essais aient évolué (voir recommandations Rilem [RIL 95 à RIL 07]), on constate beaucoup de dispersions sur les résultats publiés. Cependant, il apparaît des tendances dans les normes : 1) les bétons de densité normale réalisés avec des granulats siliceux perdent plus rapidement leur résistance lors de l’élévation de température que les bétons analogues réalisés avec des granulats calcaires : 2) les bétons à hautes ou très hautes résistances ont leur résistance relative qui chute plus vite que celle du béton courant, notamment aux températures inférieures à 400 °C. Si la référence à la résistance est commode pour les calculateurs, elle reste très simplificatrice. Pour dépasser cette vision, l’influence des paramètres de composition du béton sur le comportement en température est détaillée au paragraphe 4 de ce chapitre. Cette démarche répond à la nécessité d’adapter la formulation du béton au type de scénario d’incendie considéré.

2.2. Détachement de matière. Écaillage L’écaillage (ou éclatement), quand il a lieu, est un phénomène qui se produit au droit des surfaces directement exposées au feu. Son intensité est fonction d’un certain nombre de paramètres intrinsèques au béton, mais également de la vitesse de montée en température de l’incendie. Des courbes dites « conventionnelles » ont été définies pour représenter l’incendie auquel une structure peut être soumise (voir figure 13.2) [EC2 05]. Les ouvrages sont en général dimensionnés selon la courbe ISO 834 (courbe normalisée feu ISO) mais les tunnels par exemple peuvent faire l’objet d’un dimensionnement spécifique selon la courbe hydrocarbure majorée, plus critique vis-à-vis de l’écaillage.

Température (°C)

1 400 1 200 1 000

courbe normalisée "feu ISO" courbe hydrocarbure

800 600

courbe hydrocarbure majorée

400

exemple de feu "naturel"

200 0 0

30

60

90

120

150

180

210

Temps (min)

Figure 13.2 : exemples de courbes « conventionnelles » de montée en température.

710


La courbe normalisée « feu ISO » (ISO 834) est considérée plus particulièrement pour le dimensionnement des bâtiments, la courbe hydrocarbure est utilisée pour des cas particuliers d’élévation rapide de la température, les tunnels sont dimensionnés avec la courbe hydrocarbure majorée. L’Eurocode 1 partie 1.2 introduit les courbes de feux naturels (l’Eurocode 2 partie 1.2 autorise la prise en compte de ces courbes mais les conditions d’emploi des différents modèles de calculs, que ce soit pour la quantification de l’action thermique ou pour la réponse mécanique des structures, sont encadrées par un arrêté émanant du ministère de l’Intérieur (voir partie 5 de ce présent chapitre)). L’écaillage ne se produit pas pour tous les bétons. Néanmoins lorsqu’il apparaît, il peut influencer directement la tenue au feu des éléments structurels car les armatures en acier peuvent atteindre plus rapidement leur température critique puisque dans ce cas, elles perdent totalement ou partiellement le bénéfice de la protection thermique apportée par le béton d’enrobage. De manière plus détaillée on distingue trois types de désordre : – des éclatements locaux du béton sur des points singuliers comme les bords ou les angles, ou sur certaines parties de la surface. Ces éclatements peuvent détacher des morceaux de béton de tailles différentes et parfois être explosifs dans le cas d’éclatements localisés qui se produisent en surface [NOU 95]) ; – un écaillage régulier qui consiste en un détachement progressif et continu de petits morceaux de béton qui sont expulsés avec force du parement exposé au feu; – un écaillage dû aux granulats qui ne sont pas thermiquement stables aux températures atteintes et présentant un fort coefficient de dilatation thermique, tel le silex par exemple. Schématiquement, les éclatements apparaissent durant les trente premières minutes d’exposition au feu, alors que l’écaillage régulier qui démarre au même moment se poursuit sous l’effet de la température [FIB 07, KAL 01, PHA 05]. Bien que l’éclatement puisse présenter un aspect plus impressionnant que l’écaillage (les morceaux détachés par éclatement peuvent avoir des dimensions de quelques centimètres), ce dernier peut devenir plus dangereux pour la structure du fait que, lors d’un incendie de longue durée, sa progression risque de mettre à nu les armatures de l’élément structurel. Les règles de dimensionnement intègrent implicitement ces comportements pour les bétons courants. Mais les essais et retours sur sinistres montrent que certains bétons à hautes et très hautes performances sont plus sensibles à l’écaillage régulier que les bétons courants. Il semble que ce phénomène soit lié à la capacité de transfert de l’eau et de la vapeur sous gradient de température au sein du béton. Ainsi la structure poreuse (volume poreux et connectivité) du matériau et son état

711


hydrique jouent un rôle important. Le paragraphe 3.2 décrit les phénomènes physiques qui interagissent lors du chauffage. Ils permettent d’expliquer pourquoi la plupart des cas d’écaillage observés correspondent à des bétons à très hautes performances et que certains cas ont pu être observés pour des bétons ayant une résistance comprise entre 60 et 80 MPa. L’approfondissement des connaissances sur ce phénomène et les études réalisées dans le sens de sa prévention ont permis de disposer de solutions très efficaces, telles que l’utilisation de fibres de polypropylène. Globalement, il est établi que les détachements de matière des bétons portés à hautes température sont à relier à l’humidité interne contenue dans le matériau, à la vitesse de chauffage, aux contraintes de compression dues aux charges extérieures, à l’épaisseur de l’élément, au renforcement, au type de granulats, aux constituants et enfin à la présence ou pas de fibres de polypropylène, qui permettent d’éviter éclatement et écaillage dans la plupart des cas. L’influence des paramètres de composition du béton sur l’écaillage est étudiée en détail au paragraphe 4 du présent chapitre. Après l’incendie, les éléments où des morceaux de béton ont été expulsés par éclatement sont, en général, facilement réparables si la stabilité structurelle n’a pas été amoindrie. Dans le cas d’un écaillage généralisé, la réparation dépend principalement de la mise à découvert ou non des armatures et le cas échéant de leur possible endommagement. Les observations, relevées sur des éléments en béton exposés à une sollicitation thermique de type incendie, peuvent être classées en deux grandes familles : – éclatements ponctuels (bords, angles…) – écaillage continu observable pour les bétons à hautes performances et très hautes performances.

3. PHÉNOMÈNES À L’ORIGINE DES DÉGRADATIONS DU BÉTON EN SITUATION D’INCENDIE Au sein d’un béton qui s’échauffe, différents processus physiques et réactions apparaissent qui sont intimement liés aux constituants du matériau béton, mais aussi aux conditions environnementales et au niveau des contraintes mécaniques. L’élévation de température génère un gradient de température, une migration de l’eau et des variations locales d’humidité dans les éléments structuraux. Ce sont donc des phénomènes de déshydratation et de transformations cristallines qui induisent des modifications structurales et dimensionnelles du béton aux niveaux micro et macroscopique.

712


3.1. Phénomènes affectant les propriétés mécaniques Ce paragraphe explique les principales observations aux niveaux chimique, physique et mécanique que l’on peut faire sur un béton soumis à des températures élevées.

3.1.1. Processus physico-chimiques provoqués par la montée en température à l’intérieur du béton Lorsqu’un béton, réalisé avec du ciment courant, est soumis à une élévation de température même modérée, de nombreuses transformations et réactions de nature très variée apparaissent. Ces réactions apparaissent plus particulièrement dans la pâte de ciment, mais aussi dans les granulats. À faible température, il s’agit principalement de déshydratation et de réactions liées à l’expulsion de l’eau. À haute température, la décarbonatation des carbonates joue un rôle prédominant si les granulats du béton contiennent du calcaire. Au-dessus de 1200 °C et jusqu’à 1300 °C les composés silicatés du béton commencent à fondre. Durant cette transformation, quelques granulats (issus des roches éruptives comme le basalte) présentent des phénomènes d’expansion accompagnés d’un dégagement des gaz prisonniers de la roche depuis sa formation. Les réactions de dégradations conduisent progressivement à de la fissuration au sein de la structure interne du béton. Les réactions initiées durant le chauffage du béton peuvent être étudiées à l’aide de l’analyse thermique différentielle (ATD), qui détecte les changements de phases au cours de l’évolution d’un système chimique sous variation de température. Cette analyse révèle, en fonction de la température, les réactions suivantes [SCH 02] : – désorption d’eau et évaporation à environ 100 °C. On peut d’ailleurs noter que certaines phases telles que l’ettringite et les C-S-H commencent à se déshydrater en dessous de 100 °C ; – décomposition de la portlandite vers 500 °C ; – transformation du quartz à 570°C ; – décomposition des phases de C-S-H au-delà de 600 °C ; – décarbonatation du calcaire au-delà de 800 °C ; – début d’une phase de fusion pâteuse à partir de 1150 °C à 1200 °C.

Il est possible d’étudier ces réactions quantitativement à l’aide de l’analyse thermogravimétrique (ATG). À titre d’exemple la figure 13.3 présente la perte en masse (en ordonnée, référencée par rapport à la masse initiale de l’échantillon analysé) de trois bétons, réalisés avec du ciment Portland associé avec des granulats issus respectivement de roches quartziques, basaltiques ou calcaires), en fonction de la température.

713


La figure montre qu’à des températures inférieures à 100 °C la perte de masse est sensible dans le béton, elle est due principalement au départ de l’eau occupant les pores les plus gros. Au-delà de 100 °C, le départ de l’eau capillaire, de l’eau des pores les plus fins, de l’eau retenue par adsorption et de l’eau faiblement liée dans des hydrates se poursuit. Les quantités d’eau évacuées jusqu’à 500 °C sont de 2 à 4 % en masse (soit environ 50 à 100 litres d’eau par m3 de béton). Entre 500 °C et 700 °C approximativement, la perte de masse s’accélère, ceci n’est pas seulement dû à la décomposition de la portlandite (Ca [OH]2 → CaO + H2O) entre 450 °C et 500 °C, mais aussi à la suite de la décomposition des C-S-H qui précède la formation de α-C2S et β-C2S. Ces deux réactions s’accompagnent d’une perte en eau de 3 % en masse (environ 75 litres d’eau par m3 de béton). Le béton réalisé avec des granulats calcaires présente une perte en masse additionnelle à partir de 600 °C due à la décomposition du carbonate de calcium (CaCO3 → CaO + CO2), au cours de laquelle 44 % en masse du CaCO3 est relâché en CO2. La perte en masse du béton à base de calcaire testé est de 34 %, avec seulement 5 à 6 % attribuable au départ de l’eau. Entre 900 °C et la phase de fusion pâteuse à environ 1150 °C ou 1200 °C, il n’apparaît pas de perte en masse notable. Les éléments rapportés ici donnent des informations générales qui peuvent être complétées par des éléments complémentaires disponibles auprès des références suivantes : [JAN 05, GEO 05, KHO 02, PEN 06, ROS 80, PIA 84, VER 72]. Les évolutions de la microstructure de la pâte de ciment en fonction de la température ne sont pas toujours faciles à suivre, et ce d’autant plus si les analyses se font sur des échantillons refroidis. La température fait évoluer la porosité totale et la distribution porale du béton, et ceci de manière plus marquée sur les pâtes de ciment des bétons à hautes performances [YE 07]. Schématiquement, X. Liu et al. [LIU 06] soulignent les points suivants : – la macro-porosité (> 1,3 mm) reste pratiquement stable jusqu’à 400 °C et augmente ensuite ; – la porosité capillaire (0,02-0,3 mm) augmente lentement jusqu’à 400 °C et présente une sévère augmentation à 500 °C ; – la microporosité (< 0,02 mm) augmente avant 400 °C puis diminue ensuite à 500 °C. La variation de la masse volumique selon la température est influencée par cette variation de porosité et par la perte en eau. Elle correspond à une perte d’environ 10 % à 1 000 °C (NF EN 1992-1-2, Eurocode 2 partie comportement au feu).

714

16

40

14

35 Basalte

12

30

Quartz Calcaire

10

25

échelle 8

20

6

15

échelle 4

10

2

5

0

10

200 300 400 500 600 700 800 820 900 1 000 1 100 1 200

3HUWHGHPDVVHǻP7 P& HQ béton à granulats calcaires

3HUWHGHPDVVHǻP7 P& HQ avec granulats de basalte et de quartz


0

Température en °C

Figure 13.3 : thermogrammes de bétons courants réalisés avec du ciment Portland, sur des éprouvettes cylindriques (Ø = 12 mm, L = 40 mm), cure à 20 °C et 65 % d’humidité relative pendant 100 jours avant l’essai, la vitesse de chauffage étant de 5 °C par minute.

3.1.2. Effets thermiques liés à la montée en température L’évolution des distributions de température au sein des structures est gouvernée par les propriétés thermiques du matériau, en particulier par la capacité, la conductivité et la diffusivité thermiques. Dans le cas du béton, il est difficile de déterminer ces propriétés avec précision à tous les niveaux de température en raison des nombreux phénomènes qui se produisent simultanément au sein de la microstructure du béton et qui ne peuvent être isolés facilement. Ces effets incluent, en particulier, la consommation de chaleurs latentes engendrées par certaines réactions chimiques. Dans la mesure où ces réactions physiques et chimiques se produisent avec une certaine vitesse, les variations de propriétés thermiques dépendent également de la vitesse et de l’historique du chauffage. Il en résulte que les variations des propriétés thermiques du béton avec la température ne peuvent pas être décrites en toute rigueur par des relations uniques valables en toute situation [HAR 70, HAR 73]. La conductivité thermique mesure l’aptitude d’un matériau à conduire la chaleur. L’analyse des résultats de mesures réalisées par de nombreux auteurs, [HAR 73, BLU 76, HAR 72, SCH 81, SCH 82] permet de considérer que les variations de cette propriété avec la température sont relativement bien connues à l’heure actuelle. Pour les bétons courants, la conductivité thermique à 20 °C est comprise entre 1,3 et 2 W/m°K. La conductivité thermique dépend essentiellement de la teneur en eau, du type de granulat utilisé et de la proportion de granulats dans la composition du béton [SCH 88]. Pour un béton donné, le degré de saturation est

715


le principal facteur influençant la conductivité du béton. Ceci s’explique par le fait que la conductivité de l’eau est beaucoup plus importante que celle de l’air. La majorité des auteurs s’accordent ainsi sur le fait que la conductivité thermique du béton varie quasi linéairement avec la teneur en eau. Certains résultats rapportés dans la littérature indiquent que la conductivité thermique augmente légèrement jusqu’à 80 °C voire 100 °C, puis diminue significativement jusqu’à environ 180 °C et enfin diminue de façon régulière par la suite [MAR 72, BAZ 96]. Par ailleurs, la diminution de la conductivité thermique avec la température est assez significative pour un béton de granulats silico-calcaires, faible pour un béton de granulats calcaires, et peu significative pour un béton léger [COL 77]. Pour obtenir des valeurs de conductivité thermique λ T évoluant avec les transferts de masse, il est possible d’utiliser une loi des mélanges, par exemple la relation suivante: T

T

T

T

λ = ( 1 – p )λ s + sλ lq + ( 1 – s )λ as (1)

avec : p, porosité ; s, degré de saturation en eau liquide ; T

: coefficient de conductivité thermique de la phase solide, fonction de la température. C’est une fonction de la nature du matériau ; λs

λ lq

T

: coefficient de conductivité thermique du liquide, fonction de la température ;

T λ as

: coefficient de conductivité thermique de l’air sec, fonction de la température.

La chaleur spécifique mesure la quantité d’énergie nécessaire pour faire monter de 1 °C la température d’un kg de matériau. Pour un béton courant, la valeur de la chaleur spécifique est comprise entre 0,8 et 1,1 kJ/kg°K à température ambiante [NEV 90]. Celle-ci augmente légèrement sous l’effet de la chaleur, parfois jusqu’à 1,3 ou 1,6 kJ/kg°K. Dans le cas du béton, les réactions apportant leur contribution à la chaleur spécifique apparente sont essentiellement : la vaporisation de l’eau libre, les réactions de déshydratation des constituants de la matrice cimentaire à la même température (lors de la vaporisation de l’eau libre, autour de 105 °C, le béton peut présenter une chaleur spécifique apparente 2 à 3 fois supérieure à la valeur initiale ou à celle d’un béton préalablement étuvé), et la transformation du quartz-α en quartz-β dans le cas de granulats quartziques et la décarbonatation du calcaire dans le cas de granulats calcaires [FRA 87, SCH 88]. La diffusivité thermique représente la vitesse à laquelle la chaleur se propage à l’intérieur d’un matériau. Elle est directement proportionnelle à la conductivité thermique et inversement proportionnelle à la chaleur spécifique et à la masse volumique.

716


Dans la mesure où de nombreuses situations d’incendies nous amènent à considérer la phase de refroidissement des structures étudiées, il paraît important de mentionner que les modifications de l’ensemble des propriétés thermiques présentées ci-dessus sont fortement irréversibles [SCH 88]. Il est enfin à noter que la forte sensibilité des valeurs des propriétés thermiques listées ci-dessus à la teneur en eau du béton pose le problème de la validité des valeurs obtenues par des essais sur des échantillons de laboratoire. Celles-ci peuvent être différentes des valeurs réelles correspondant aux conditions hydriques dans lesquelles se trouve chaque partie de la structure étudiée. Ce problème, se pose déjà à température ambiante compte tenu de l’historique hygro-thermique auquel a été soumis le béton durant sa maturation et son vieillissement et de façon encore plus aiguë dans le cas de sollicitations accidentelles impliquant de hautes températures.

3.1.3. Effets hydriques liés à la montée en température Dès qu’un chauffage intervient à la surface d’un élément de béton, les différents mécanismes de transferts de masse (écoulement de la phase condensée, diffusion gazeuse) vont être plus ou moins accentués par l’existence de gradients de température au sein du matériau qui entraînent des gradients de pression de gaz (pression partielle de vapeur d’eau et/ou pression partielle d’air sec). L’influence de ces gradients sur les transferts de masses est d’autant plus importante que la température est supérieure à 100 °C. En effet, pour des températures inférieures, les phénomènes de diffusion restent prépondérants [LIE 95]. La migration d’humidité dans un béton chauffé non uniformément est un phénomène complexe qui dépend de plusieurs paramètres (porosité, perméabilité apparente et état hydrique du matériau d’une part et gradient de température d’autre part) et de leurs interactions. Dans le cas d’une paroi chauffée sur l’une de ses faces, on observe une migration et un largage de vapeur aux limites de la structure, d’une part, et une migration de l’eau à contre sens vers les zones froides de la paroi, d’autre part.

Au début, la vapeur formée s’évacue facilement vers l’extérieur, car elle n’a qu’une petite distance à franchir et de plus, cette zone étant séchée, elle possède une perméabilité relative au gaz importante. Dans cette zone sèche, le milieu est surchauffé avec toutefois des petits taux de dégagement de vapeur provenant d’un mécanisme de déshydratation (relargage d’eau initialement fortement liée). À une certaine profondeur, on rencontre de très hauts taux de vaporisation et de la vapeur saturée. C’est là que la pression sera maximale pour ce type de sollicitation. Celle-ci va pousser la vapeur formée et l’eau liquide surfacique qui vont notamment migrer vers l’intérieur du béton. La vapeur, traversant des couches plus froi-

717


des, va se condenser. Ainsi en amont de ce pic de pression, le degré de saturation augmente localement [CON 97]. Au cours du temps, cette zone, recevant condensats et eau liquide surfacique, va tendre à saturer les pores du béton (on parle même parfois de « bouchon » d’eau liquide lorsque la saturation est atteinte). Ce dernier va migrer (perméabilité de l’eau en milieu saturé) vers les zones froides sous l’effet du gradient de pression. On imagine bien que toutes les fissures qui font un lien entre une surface et cette zone vont agir comme des cheminées pour évacuer l’eau sous forme de vapeur à partir de ce « bouchon ». Le milieu saturé du « bouchon » est imperméable au gaz.

3.1.4. Variations dimensionnelles en fonction de la température Comme la majorité des matériaux, lorsqu’il est soumis à un changement de température, le béton subit une déformation thermique [HEI 98, GAW 04]. Cette déformation joue bien sûr un rôle très important dans le comportement des structures en béton soumises à de hautes températures. En raison des gradients thermiques se développant durant les phases transitoires de propagation de la chaleur, les déformations thermiques ne sont pas uniformes au sein des structures en béton armé soumises à des sollicitations de ce type. Cette non-uniformité engendre des contraintes internes qui peuvent elles mêmes occasionner un endommagement en initiant de la fissuration. Schématiquement, le béton a deux principaux constituants (la pâte de ciment et les granulats) qui sont soumis à de profondes modifications physico-chimiques lors du chauffage à hautes températures. Les modifications que subissent ses composants lui confèrent un comportement de déformation thermique complexe qui ne peut pas être décrit de façon précise suivant l’approche classique de proportionnalité à la température.

3.1.4.1. Déformation thermique libre du béton De nombreux auteurs ont rapporté des résultats de mesures de déformation thermique libre en s’intéressant aux effets du comportement des composants individuels du béton (pâte et granulats) sur sa déformation thermique globale. Il a été observé que sous l’effet de la température, la pâte de ciment subit dans un premier temps une dilatation jusqu’à 150 °C puis une contraction importante jusqu’audelà de 800 °C due essentiellement au départ de l’eau libre puis de l’eau liée chimiquement [PHIL 58, HAR 72, LAN 70]. Ces déformations de retrait sont irréversibles. Les granulats subissent durant le chauffage une importante expansion volumique non proportionnelle à la température et fortement influencée par leur nature chimique. On observe une augmentation significative de l’expansion de la plupart des granulats au-delà de 550 °C qui s’explique par les modifications chimiques et

718


cristallines qu’ils subissent. Après 700 °C, la majorité des granulats ne présentent plus qu’une faible expansion thermique. Les déformations thermiques différentielles entre la pâte et les granulats engendrent au-delà de 150 °C une microfissuration au sein du béton [BLU 76]. La déformation totale d’une éprouvette en béton non chargée soumise à une élévation de température très lente est due aux effets composés suivants : – expansion thermique des granulats ; – retrait de la matrice cimentaire ; – microfissurations et contraintes engendrées par l’incompatibilité entre ces deux premiers effets ; – transformations et décompositions chimiques des constituants du béton s’accompagnant de variations dimensionnelles. Il est à noter que la vitesse de montée en température peut modifier les observations relevées et que les déformations thermiques d’un béton pré-séché restent inférieures à la déformation thermique du matériau de référence.

3.1.4.2. Effets d’un état de contraintes appliqué pendant le chauffage La déformation thermique du béton est fortement influencée par la présence d’une charge lors du premier chauffage. La déformation supplémentaire engendrée par la température en régime transitoire est appelée « fluage thermique transitoire ». Les déformations engendrées sont largement supérieures à celles d’origine élastique et au fluage propre même si ce dernier est activé aux températures élevées. En pratique au-delà de 100 °C, on considère le fluage thermique transitoire indépendant du temps et uniquement fonction de la température.

Le fluage thermique transitoire s’obtient en enlevant à la déformation totale obtenue d’une part la déformation thermique libre (sans charge) et d’autre part la déformation élastique apportée par la charge. La figure 13.4 présente la déformation totale des bétons chargés en compression à différents niveaux, ( représente le niveau de chargement défini par le rapport de la contrainte appliquée sur la résistance initiale en compression uni-axiale du béton à 20 °C), puis chauffés sous charge constante. Les résultats de ce type d’essai indiquent une forte contraction de la déformation thermique totale sous l’effet de la charge présente pendant le chauffage. Selon Schneider [SCH 88], ce phénomène s’explique par l’activation du processus de fluage du béton par la température. Certains auteurs attribuent également une partie de cet effet à la microfissuration se développant au sein du béton durant le chauffage [HAN 66, PAR 79]. Les observations expérimentales montrent la sensibilité à l’état hydrique initial du matériau, un échantillon séché présente un fluage thermique transitoire bien plus faible que celui observé sur un échantillon conservé

719


dans l’eau avant d’être porté en température [GAW 04]. Enfin, d’autres auteurs [COL 04, SAB 06] considèrent que le phénomène est dû à l’ensemble de processus physico-chimiques irréversibles qui ne sont mis en route que par l’augmentation de la température pendant le régime transitoire; lors d’un nouveau chauffage d’un élément déjà chauffé, le fluage thermique transitoire ne se reproduit plus sauf dépassement de la dernière température maximale déjà atteinte. İÅ 16

Béton courant JUDQXODWGHTXDUW]LWH

D = 0,0

%pWRQOpJHU DUJLOHH[SDQVpH 12

D = 0,10 8

D = 0,0 4

0

D = 0,30

200

–4

400

600

D = 0,60

800

1 000

ș&

D = 0,15

D = 0,70 –8

Figure 13.4 : déformation totale de différents bétons chauffés sous charge de compression constante mise avant chauffage [SCH 88]. Sur cette figure, α représente le niveau de chargement défini par le rapport de la contrainte appliquée sur la résistance initiale en compression uniaxiale du béton à 20 °C.

La déformation thermique transitoire dépend fortement de la charge appliquée durant l’échauffement. Ceci amène parfois à considérer la déformation thermique transitoire normalisée par rapport au taux de chargement appliqué (rapport de la déformation thermique transitoire sur le taux de chargement). Gaweska [GAW 04] trouve que jusqu’à 300 °C la déformation thermique transitoire augmente proportionnellement avec le taux de chargement, au-delà de cette température l’influence du type des granulats se manifeste.

720


3.1.4.3. Influence des chemins de sollicitations En analyse classique des contraintes thermiques, la déformation thermique est habituellement considérée comme une dilatation volumique fonction de la température seule. Elle est simplement ajoutée à celle due aux actions mécaniques. Dans le cas du béton, la réponse aux actions thermiques et mécaniques combinées est, comme nous l’avons vu, plus complexe. D’un point de vue macroscopique, la déformation thermique de ce matériau dépend fortement du chemin parcouru dans l’espace contraintes-température. Les manifestations de cette dépendance ont été observées par de nombreux expérimentateurs : Anderberg et Thelandersson [AND 76] Khoury et al. [KHO 85], Schneider [SCH 88]. La figure 13.6 montre comment des conditions d’essais peuvent influencer les résultats. De manière générale, les résistances déterminées à froid sont le plus souvent inférieures à celles déterminées à chaud, à cause des endommagements induits lors du refroidissement par des phénomènes non totalement réversibles. D’autres paramètres comme la présence ou non d’une précharge lors du chauffage, la vitesse de montée en température ou la possibilité ou non d’un séchage de l’éprouvette, durant le chauffage, sont à prendre en compte pour l’analyse des résultats.

450

Température (°C)

400 350 300 250

Régime permanent

Régime transitoire

200 150 100 50 0

0

1

2

3

4

5

6

7

Temps (h)

Figure 13.5 : température au centre d’éprouvettes en béton en fonction du temps de chauffage.

721


Cas n° 1 : éprouvette n° 1 chauffée, puis chargée.

5.E-03

Application de la charge à l'éprouvette n° 1

Déformation axiale

4.E-03 3.E-03

A

2.E-03 1.E-03 0.E-03

0

1

2

3

4

– 1.E-03

5

B

– 2.E-03 Application de la charge à l'éprouvette n° 2

6

7

Temps (h)

Cas n° 2 : éprouvette n° 1 chauffée, puis chargée sous charge constante

Figure 13.6 : influence de l’histoire du chargement sur la déformation totale mesurée sur des éprouvettes en béton chauffées. Dans ces essais [AND 76], deux éprouvettes en béton sont exposées au chargement thermique dont l’évolution est donnée à la figure 13.5. La figure 13.6 présente les déformations uniaxiales mesurées sur ces éprouvettes durant l’essai. Dans le premier cas (cas n° 1 sur la figure 13.6), une contrainte de compression uniaxiale est appliquée à l’éprouvette une fois que le régime est permanent (température constante au sein des éprouvettes). Dans le second cas (cas n° 2 sur la figure 13.6), la même contrainte est appliquée dès le début du chauffage et est maintenue constante pendant toute la durée de l’essai. La contrainte mécanique appliquée aux éprouvettes est de 0,45 f’c(20 °C).

Les points A et B repérés sur les courbes de déformation correspondent à la même combinaison de contrainte et de température appliquée aux deux éprouvettes. Celles-ci présentent toutefois une déformation complètement différente, de signe opposé. Dans le cas n° 2, la dilatation thermique axiale de l’éprouvette est fortement réduite par la présence de la contrainte mécanique durant la phase de chauffage (il apparaît que le fluage thermique transitoire est bien plus important que le fluage apparaissant sous charge appliquée à température constante). Ceci peut être interprété comme une dépendance de la déformation thermique vis-à-vis du chemin emprunté dans l’espace contraintes-température. Outre cette dépendance à l’historique des deux chargements combinés, ce phénomène engendre également une anisotropie de la déformation thermique. Le concept d’interaction thermo-mécanique a été alors introduit par Thelandersson [THE 87] pour modéliser ce phénomène. Suivant cette approche, la déformation thermique n’est plus considérée comme une simple fonction de la température mais dépend également de l’état de contrainte appliquée pendant le chauffage.

722


3.2. Phénomènes conduisant à l’écaillage. Hypothèses thermomécanique, hydromécanique et couplée Les phénomènes d’éclatement et d’écaillage sont constatés à des températures comprises entre 190 °C et 350 °C, [KAL 01, NOU 95, PHA 05, CAS 90. La figure 13.7 met en parallèle les phénomènes physiques qui se manifestent dans une paroi en béton dont l’une de ses faces est portée à température élevée. • Un champ de températures variables se développe au sein de la paroi, les gradients sont d’autant plus forts que la vitesse de montée en température sur la surface est grande. • Le champ d’humidité interne du matériau est fortement perturbé. Schématiquement, quatre zones sont mises en évidence, comme l’indique la figure 13.7 (b). Près de la surface une zone sèche (1), puis une zone humide chaude (2) voit se développer en son sein des pressions gazeuses qui repoussent la vapeur et la phase d’eau liquide vers la surface extérieure chauffée et vers le cœur du matériau. Progressivement sous l’effet des mouvements de masse, se forme une zone (3) qui s’humidifie, alimentée par les mouvements d’eau liquide et la condensation de la vapeur dans cette zone plus froide. À l’intérieur de la paroi, une zone (4) voit peu varier son humidité. Notons que la mobilité de l’eau depuis une zone saturée est liée à la perméabilité à l’eau du matériau, et l’expérience montre qu’elle est très faible pour des bétons à hautes performances. • Un champ de contraintes induit par les dilatations du matériau : mise en compression bi-axiale de la surface chauffée et en traction de la face opposée. • Un champ de pression de la phase gazeuse, lié à l’augmentation de la température dans une zone confinée de l’air et de l’eau libre qui se vaporise (dans ce schéma, il est possible d’atteindre au maximum la pression de vapeur saturante au sein du béton). Pour expliquer les éclatements, deux hypothèses principales sont avancées : – la première [HAR 65, AND 97] suggère un éclatement hydraulique causé par des pressions internes venant des fluides (vapeur et eau liquide). Le pic de pression intégrerait la pression de vapeur plus la pression induite par la dilatation de la phase liquide saturant une zone (la dilatation propre de l’eau au-dessus de 160°C est assez importante). Cette hypothèse met particulièrement en jeu la perméabilité du béton, sa teneur en eau initiale ainsi que la vitesse de montée en température. Elle est donc cohérente avec les observations expérimentales qui tendent à démontrer que les bétons à hautes performances moins perméables sont plus sensibles au phénomène d’écaillage et que par ailleurs des bétons ayant subi un pré-séchage sont moins disposés à éclater. Jusqu’à maintenant la mesure de ce pic de pression n’a pas pu être effectuée de façon convaincante car les valeurs

723


des pressions sont assez faibles [KAL 00, PHA 05] (difficultés à localiser les prises de pression, et système de mesure peu fiable) ; – la deuxième hypothèse propose des éclatements dus aux dilatations thermiques empêchées. Celles-ci génèrent des contraintes thermiques très élevées (contraintes de compression parallèles à la surface chauffée). Selon les auteurs [ULM 99b], ces contraintes de compression sont relâchées par une rupture fragile du béton, la pression dans les pores ne jouant qu’un rôle secondaire initiateur de l’instabilité. La fissuration empêcherait une mise en pression critique dans le matériau. Garwin et al. [GAW 06], après avoir mené une analyse quantitative, affirment que l’énergie élastique accumulée par ces contraintes de compression est suffisante pour développer un réseau de fissures et donner une énergie cinétique aux éléments de béton éclatés. Pour mener ces approches finement, l’effet du fluage thermique transitoire devrait être pris en compte mais il reste mal connu. Pour conclure, il semble que l’éclatement soit en fait le résultat de la combinaison de la pression des fluides dans les pores, des contraintes de compression au niveau de la surface exposée, mais aussi de la fissuration interne qui provient des dilatations différentielles entre la pâte et les granulats (au-delà de 140 °C, la pâte de ciment se rétracte du fait de la déshydratation alors que les granulats se dilatent). Msaad [MSA 05] a étudié numériquement dans sa thèse la contribution de l’effet mécanique et de l’effet hydraulique dans le phénomène d’éclatement. Il conclut que les deux effets sont du même ordre de grandeur sur ses indicateurs d’endommagement. Gawin et al. [GAW 06] recherchent la possibilité de caractériser le risque d’éclatement à l’aide d’indices obtenus par calcul. Cette démarche peut faire avancer les modélisations. D’autres, comme Hertz et Sorensen [HER 05], essayent de mettre au point des appareillages simples permettant une bonne caractérisation du risque d’éclatement d’un béton donné. Les causes de l’éclatement du béton ne sont pas encore aujourd’hui parfaitement comprises. Cependant la recherche a permis de mettre en avant des facteurs favorisant ce phénomène (HER 03) : – la densification de la matrice cimentaire ; – la faible perméabilité ; – les contraintes thermiques ; – le chauffage asymétrique ; – la montée rapide en température ; – la présence d’eau libre et d’humidité dans le béton ; – les déformations thermiques empêchées.

724


T

T

température

x

x ı

contrainte

x

P Champ d'humidité :

pression x

(1) Zone sèche

±ı

(2) Zone de vaporisation (3) Zone qui s'humidifie

±ı

(a)

(4) Zone sans variation hydrique

(b)

Figure 13.7 : principales raisons d’apparition de l’écaillage : a) dilatation thermique empêchée d’après [BAZ 97] ; b) pressions internes [AND 97].

4. EFFET DES DIFFÉRENTS COMPOSANTS INTERVENANT DANS LES FORMULATIONS DES BÉTONS SUR LEUR TENUE AU FEU Les innovations de ces deux dernières décennies permettent de parler aujourd’hui non plus du béton mais des bétons : du béton courant (BO), en passant par les bétons à hautes performances (BHP), jusqu’aux bétons fibrés à ultra-performances (BFUP) sans oublier les bétons autoplaçants (BAP) qui peuvent couvrir presque toutes les autres catégories. Ces innovations ont été conduites dans l’objectif d’améliorer les performances du matériau en situation courante, des gains considérables ont notamment été obtenus vis-à-vis de la durabilité. Les incendies de tunnels survenus ces dernières années, plus particulièrement celui du tunnel sous la Manche, ont mis l’accent sur le besoin de parfaire les connaissances sur le comportement des BHP face aux hautes températures. Ces incendies ont mis en évidence des différences de comportement selon le type de béton utilisé et donc la nécessité d’étudier l’influence des différents paramètres de formulation d’un béton. Plusieurs programmes expérimentaux ont été réalisés sur ce thème [PIM 05, HIT 99, NIS 07, FEU 06]. Nous présentons ici principalement les résultats d’une récente étude française sur le comportement du matériau béton face au feu [FEU 06], appelée dans la suite « étude Feu-Béton », avec l’analyse détaillée de l’influence des principaux paramètres qui peuvent jouer un rôle dans ce comportement, intégrant une validation de l’efficacité des fibres de polypropylène dans la prévention de l’écaillage.

725


4.1. Influence des paramètres intervenant dans la composition des bétons Outre les pâtes de ciment dont le comportement à hautes températures a fait l’objet de plusieurs études [PAR 79, SAW 81, PIA 84, DIA 90, ALA 03, ALA 05, PAS 04], les paramètres intervenant dans la formulation des différents types de béton peuvent avoir un rôle important dans la tenue au feu du matériau, notamment lorsque le béton répond à des scénarios spécifiques (montée en température suivant la courbe hydrocarbure majorée utilisée dans les tunnels). C’est la raison pour laquelle l’impact des granulats, des additions ainsi que des adjuvants a été étudié. Dans un souci de comparaison, la majorité des bétons étudiés dans l’étude Feu-Béton ont été formulés sur la base commune d’un béton M60, c’est-à-dire ayant une résistance à la compression moyenne de 60 MPa à 28 jours. Quelques bétons de résistance moyenne à la compression 30 MPa, dénommés M30, ont été aussi testés pour permettre la comparaison avec un béton courant. L’étude FeuBéton s’est attachée à analyser l’influence des paramètres de composition des bétons sur les caractéristiques thermo-mécaniques et vis-à-vis de la propension à l’écaillage (exposition à une courbe conventionnelle de montée en température).

4.1.1. Influence des granulats La possibilité d’une variation du comportement des bétons face au feu selon le type de granulat utilisé a été déjà signalée dans la littérature [KHO 92]. L’Eurocode 2 partie feu [EC2 05], propose d’ailleurs une différenciation entre granulats calcaires et siliceux pour les courbes de résistance en fonction de la température. Cette variabilité du comportement des bétons en fonction du type de granulat a été corrélée avec la stabilité thermique de ces derniers. L’étude Feu-Béton avait donc pour objectif de vérifier et de quantifier cette influence. L’étude de la stabilité thermique des granulats représentatifs de la production française [CER 02] a notamment permis de dégager les résultats suivants : – il n’y a que pour des faibles valeurs de température (inférieures à 350 °C) que l’on peut parler d’un comportement linéaire pour le coefficient de dilatation thermique α. Dans ce cas la tendance à une dilatation un peu plus forte pour les granulats siliceux est remarquée, mais il n’en est pas de même pour les températures plus élevées où des différences notables pour les valeurs de α peuvent apparaître au sein d’une même famille géologique ; – les pertes au feu sont plus importantes pour les granulats calcaires et elles sont en relation directe avec la teneur en CaCO3 de ce type de granulat. Le pic endothermique dû à la décarbonatation est situé entre 800 °C et 900 °C ; – la porosité ouverte varie de façon sensible parmi les différents types de granulats et aussi au sein d’une même famille géologique.

726


Enfin des essais de résistances mécaniques et d’écaillage ont été réalisés afin d’identifier l’impact de la nature du granulat. Aucune corrélation probante n’a pu être établie entre les résultats et la stabilité thermique des granulats (caractérisée par les pertes en masse, les réactions endo- et exothermiques, la dilatation). Au vu de ces résultats on peut conclure qu’il est difficile d’établir a priori l’influence de la stabilité thermique des granulats sur le comportement au feu des bétons. Pour une même famille géologique, il est délicat d’établir une prédiction des comportements.

4.1.1.1. Influence des granulats sur les résistances mécaniques Dans l’étude Feu-Béton, cinq formules de bétons M60 avec cinq types de granulats différents ont été réalisées : siliceux Garonne et éruptif cornéenne, silico-calcaire Basse Seine et calcaires Jurassique Bathonien et Beauce. Des éprouvettes cylindriques de 10 cm de diamètre et 30 cm de hauteur pour les tests à la compression et des diabolos de 8 cm de diamètre au centre pour les tests de traction directe ont été confectionnées. Les recommandations de la Rilem [RIL 95, RIL 00c] ont été suivies pour la réalisation de ces tests de résistance à la compression et à la traction directe à chaud. Les dimensions des éprouvettes sont conformes à ces recommandations. En particulier l’élancement des éprouvettes de compression doit être compris entre 3 et 4 pour permettre une rupture dans une zone homogène en température (les extrémités de l’éprouvette sont plus froides car elles sont en contact avec les éléments d’interface pour le chargement). Les figures 13.8 et 13.9 montrent les dispositifs d’essai spécifiquement conçus pour ces tests.

Figure 13.8 : dispositif d’essai en compression à hautes températures [FEU 06].

727


Figure 13.9 : dispositif d’essai en traction directe à hautes températures [FEU 06].

La figure 13.10 indique les résistances à la compression obtenues en valeurs relatives (rapport entre les résistances à chaud et à 20 °C) en fonction de la température pour les cinq bétons M60 testés. Les éprouvettes ont été chargées à 20 % de leur résistance à la rupture à 20 °C dès le début de l’essai et jusqu’au test de résistance proprement dit (température stabilisée, augmentation de la charge jusqu’à rupture). Les courbes de l’Eurocode 2, partie 1-2 [EC2 05], et celles du DTU FeuBéton [DTU 93] sont insérées dans le graphe afin de pouvoir comparer les résultats avec les valeurs normatives. 1,1 M60 Garonne

Résistance (20 °C)

1,0 0,9

M 60 Cornéenne

0,8

M60 Basse Seine

0,7

M60 Bathonien

0,6

M 60 Beauce

0,5

EC2-1.2 : granulats

0,4 EC2-1.2 : granulats

0,3

DTU FB

0,2

courbes extrêmes DTU

0,1 0,0

0

100

200

300

400

500

600

700

800

Température en °C

Figure 13.10 : influence des granulats. Résistance à la compression à chaud (en valeurs relatives à la valeur à 20 °C) en fonction de la température [FEU 06].

728


Une première analyse montre qu’une diminution de résistance de l’ordre de 30 % a lieu autour de 150 °C suivie d’une reprise substantielle à 450 °C (des études complémentaires réalisées au CERIB indiquent en fait que cette baisse apparaît dès 80 °C et la reprise quant à elle se situerait dès 200 °C). Cette évolution de la résistance est notée à plusieurs reprises dans la littérature. Le rôle de l’eau est à ce jour présenté comme un des facteurs les plus influents permettant d’expliquer la baisse puis la reprise de résistance. Cependant, l’interprétation des phénomènes liés à l’eau peut varier entre les auteurs. Si la dilatation de l’eau entre les couches de C-S-H puis le rapprochement de leurs feuillets du fait du départ de l’eau sont unanimement reconnus pour expliquer dans une certaine mesure la perte puis la reprise de résistance, l’impact des transformations chimiques est, quant à lui, controversé. Les normes (Eurocode 2 partie 1.2 et DTU-FB) font apparaître une décroissance continue de résistance (sans baisse accentuée à 150 °C suivie d’une reprise de résistance). Peut se poser alors la question du dimensionnement de l’ouvrage au feu compte tenu des observations expérimentales du phénomène autour de 150 °C. Il peut être constaté que les dimensionnements suivant l’Eurocode 2 partie 1.2 sont sécuritaires vis-à-vis de la résistance au feu expérimentale des éléments de structures (essai sur poutre, poteau…). On peut donc penser qu’une compensation existe entre des zones dont la température atteint 150 °C (et dont la résistance serait a priori plus faible que celle donnée dans la norme) avec des zones dont la température atteint entre 250 °C et 450 °C (et dont la résistance serait a priori plus élevée que celle donnée dans la norme). Il faut, en effet, avoir à l’esprit que lorsqu’une structure est soumise à l’incendie, la section de béton, du fait des transferts thermiques, n’est pas à une température homogène mais voit au contraire un gradient de température. Les zones comprises entre les armatures et la peau du béton sont à des températures pouvant aller de 200 à 900 °C, alors que le cœur de la section atteint des températures comprises entre 20 °C et 200 °C en fonction du temps d’exposition. Enfin, mis à part les valeurs autour de 150 °C, on observe sur la figure 13.10 que tous les résultats des formules testées, réalisées avec différents granulats, se situent entre les courbes extrêmes du DTU Feu-Béton et sont voisins des courbes de l’Eurocode 2, 1-2. On peut néanmoins noter que, contrairement aux données de l’Eurocode 2, 1-2, les bétons de cette étude réalisés avec des granulats siliceux sont plutôt plus résistants que ceux confectionnés avec des granulats calcaires. Les expériences faites par Abrams en 1971 [ABR 71] (figure 13.11) ont présenté des différences de comportement entre matériaux siliceux et calcaires, tout comme les essais réalisés dans le cadre du projet national BHP 2000 (figure 13.12) qui confirment les tendances proposées dans l’Eurocode 2, 1-2. Cependant l’attention

729


doit être attirée sur le fait que les dispersions des résultats sont telles que la généralisation à des familles distinctes calcaires/siliceux n’est peut-être pas appropriée (figures 13.13 et 13.14). Pour une même classe de résistance des bétons, la nature des granulats n’a pas d’influence significative sur l’évolution des résistances à la compression avec la température (la variabilité des résultats au sein d’une même famille géologique peut être plus importante qu’entre deux familles distinctes). 21C

200C

400C

600C

800C

140

M30C M75SC DTU Fuseau

Béton calcaire 120

00

M75C M100C

100

Mortier léger V

75

fcT/fc20°C (%)

Résistance en compression (en % de la résistance initiale)

25

Béton siliceux III 50

20

Résistance initiale = f'c Moy f'c = 3 99 psi (275 kg/cm2)

0 70F

400F

60 40

Chargé à 0,4 f'c 25

80

800F

0

1 200F

1 60

0

200

400

600

800

Température (°C)

Température

Figure 13.11 : Influence du type de granu- Figure 13.12 : Influence du type de granulat sur la résistance à la compression en lat sur la résistance à la compression en fonction de la température – essais réalifonction de la température selon Abrams sés dans le cadre du projet national [ABR 71]. BHP 2000 [PIM 05]. C = granulat calcaire, SC = granulat silicocalcaire ıș ı20 ı20

Bétons

0,9

Ratio de résistance en compression (%)

1

Porphyre..................................420 bars Quartzite..................................350 Roulés siliceux (Loire)..............470 Roulés silico-calcaire (Seine)...420 Argile expansée........................320

0,8 0,7 0,6 0,5 0,4 0,3 0,2

100

200

300

400

600

125 Béton ordinaire

Limite supérieure

100 75 50 25 0 20

Granulats

Granulat siliceux Grès Calcaire Gravier calcaire Dolérite Schiste amphibole

100

Limite inférieure

200

300

400

500

Température (°C)

Température (°C)

Figure 13.13 : Influence du type de granu- Figure 13.14 : Influence du type de granulat sur la résistance à la compression en lat sur la résistance à la compression en fonction de la température selon Bazant fonction de la température selon Maréchal [BAZ 96]. [MAR 70].

730


Pour la résistance à la traction, une tendance similaire a été observée: une diminution autour de 150 °C, suivie d’une reprise, laquelle dépasse les valeurs des normes. La figure 13.15 montre ces résultats pour les deux formules testées, l’une avec un granulat siliceux (Garonne) et l’autre avec un granulat calcaire (Bathonien). Dans ce cas, la comparaison a été faite entre béton vibré et béton autoplaçant, dont une analyse plus détaillée est faite en 4.1.3.1. 1,1 M60 BAP Bathonien M60 Garonne EC2-1.2 et DTU

1,0

Résistance (20 °C)

0,9 0,8 0,7 0,6 0,5 0,4 0,3 0,2 0,1 0,0

0

100

200

300

400

500

600

700

800

Température en °C

Figure 13.15 : influence des granulats. Résistance à la traction (en valeurs relatives à la valeur à 20°C) en fonction de la température [FEU 06].

4.1.1.2. Influence des granulats sur l’écaillage Dans le cadre de l’étude Feu-Béton, des bétons M60 formulés avec huit types de granulats (trois d’origine alluvionnaire, trois calcaires et deux éruptifs) ont été utilisés pour réaliser des éprouvettes prismatiques en béton armé (4 HA12 pour les armatures longitudinales et 1 HA8 tous les 130 mm pour les armatures transversales) de dimensions 30 cm × 30 cm × 75 cm, pour évaluer leur propension à l’écaillage. Les tests ont été réalisés dans un four (figure 13.16) selon la montée en température de la courbe ISO 834, courbe standard de montée en température pour le dimensionnement des ouvrages notamment les bâtiments d’habitation ou de bureau (figure 13.2). Les éprouvettes, âgées d’au moins 90 jours, ont été soumises à cette sollicitation pendant 90 minutes. C’est donc une température de l’ordre de 1000 °C qui a été atteinte à la surface des prismes. L’évolution de la masse des prismes a été enregistrée en continu. Le four était refroidi naturellement avant de sortir les éprouvettes.

731


Figure 13.16 : four pour essais d’écaillage [FEU 06].

Les figures 13.17 à 13.19 permettent de visualiser l’état des éprouvettes à la sortie du four. Pour l’essai d’étude de l’influence des granulats sur l’écaillage, l’enrobage des armatures transversales était de 1,5 cm.

(a) granulats de Basse Seine silico-calcaires.

(b) granulats Garonne siliceux.

(c) granulats Rhône calcaires.

Figure 13.17 : influence des granulats. État des prismes après 90 minutes d’essai et refroidissement du four. Granulats alluvionnaires [FEU 06].

732


(b)

(a)

(c)

(d)

Figure 13.18 : influence des granulats. État des prismes après 90 minutes d’essai et refroidissement du four. Granulats calcaires [FEU 06]. Trois différents types de granulats calcaires ont été testés, provenant de différentes localisations géologiques : (a) Beauce, (b) Jurassique Bathonien et (c) Jurassique grenu ; une quatrième éprouvette a été réalisée avec du Jurassique grenu et du sable de Basse Seine (d).

(a)

(b)

Figure 13.19 : influence des granulats. État des prismes après 90 minutes d’essai et refroidissement du four. Granulats éruptifs [FEU 06]. Les granulats éruptifs utilisés sont : (a) éruptif cornéenne et (b) éruptif andésite.

733


De façon générale, on remarque qu’il n’y a pas d’écaillage significatif quel que soit le granulat utilisé. Les pertes de masse mesurées lors des essais ont fluctué en moyenne entre 6 % pour les bétons avec granulats siliceux à 8 % pour ceux avec granulats calcaires. En tenant compte d’une teneur en eau initiale d’environ 4 %, les pertes de masse durant le chauffage, non liées au départ de l’eau libre, ont été comprises entre 2 % et 4 %. Elles correspondent au départ de l’eau physiquement et chimiquement liée ainsi qu’au CO2 produit lors de la décarbonatation et, le cas échéant, aux éclats. Les pertes de masse globales ne sont donc pas directement des estimations de la propension à l’écaillage/éclatement. Pour les différents granulats considérés dans cette étude, représentatifs de la production française, aucune corrélation n’a pu être établie entre leur stabilité thermique et le comportement à l’écaillage du béton correspondant.

Khoury [FIB 07] a quant à lui proposé d’établir un lien entre comportement au feu et stabilité thermique (meilleure est cette dernière, meilleur sera le comportement au feu) en indiquant cependant que la combinaison de facteurs tels que les faibles valeurs du coefficient de dilatation thermique ou les surfaces rugueuses des granulats peuvent renforcer la résistance des bétons à l’écaillage. Nous pouvons conclure que des bétons d’usage courant jusqu’aux M60 considérés ici, pour une sollicitation du type Feu ISO (figure 13.2) ne présentent pas d’écaillage significatif et que l’influence du type de granulat est très modérée. Enfin, l’état final de la majorité des éléments testés montre que la possibilité de réparation des ouvrages en béton après un incendie est très grande, ce qui est un atout pour la durabilité de ces ouvrages.

L’expérience a montré que ce bon comportement face à l’écaillage est également observé dans les bétons courants, de type M30. En revanche, du fait de la diminution de la perméabilité, comme indiqué en 3.2, les bétons à hautes et très hautes performances ont plus tendance à s’écailler de manière plus ou moins marquée quel que soit le granulat. Cependant, des solutions très efficaces pour la prévention de l’écaillage dans ce type de bétons ont été développées, ce qui est considéré en détail en 4.2.

4.1.2. Influence des additions L’influence des additions sur le comportement des bétons face aux hautes températures a déjà été étudiée par Khoury [FIB 07], Hertz et al. [HER 05], Féron et al. [FER 06], Poon et al. [POO 01]. Pour compléter les recherches sur le rôle des additions vis-à-vis de l’écaillage, l’étude Feu-Béton a comparé des performances de bétons de même résistance, confectionnés avec diverses additions minérales utilisées en substitution du ciment. Un béton M60 avec granulat alluvionnaire Garonne (siliceux), a été retenu comme formulation de référence et quatre types

734


d’additions ont été sélectionnés : cendres volantes, laitier moulu, fillers calcaires et fumée de silice. Un béton de résistance identique à celle du béton de référence M60 a été aussi réalisé avec du ciment CEM II/A-S contenant 11 % de laitier, teneur identique à celle du laitier utilisé comme addition minérale (en substitution du ciment) dans cette même étude. Dans la suite, nous présentons les résultats relevés dans la bibliographie et ceux de l’étude Feu-Béton.

4.1.2.1. Influence des additions sur les résistances mécaniques L’influence des additions minérales sur l’évolution des résistances mécaniques à hautes températures est controversée. Les travaux de Sarshar et Khoury [SAR 93] effectués sur des pâtes de ciment indiquent un impact important du type de ciment. Les résultats de Poon et al. [POO 01] indiquent que le comportement des bétons est peu influencé par la nature des additions en dessous de 600 °C aussi bien pour les bétons courants (figure 13.20) que pour les BHP (figure 13.21). Entre 600 °C et 800 °C, les résistances des bétons avec additions diminuent un peu plus que celles des bétons de référence. Il faut noter que les bétons utilisés dans les travaux de Poon et al. [POO 01] ont des résistances initiales comprises entre 40 et 65 MPa pour les bétons courants et entre 90 et 125 MPa pour les BHP. Résistance à la compression résiduelle (MPa)

160 BO

140

BO-CV30

120

BO-CV40

100

BO-LHF30

80

BO-LHF40

60 40 20 0

0

100

200

300

400

500

600

700

800

900

Température d'exposition (°C)

Figure 13.20 : influence des additions sur la résistance à la compression résiduelle en fonction de la température pour des bétons courants, d’après Poon et al. [POO 01]. BC : béton courant de référence, CV : cendres volantes, LHF : laitier de haut-fourneau. Les nombres donnent la teneur en addition.

735

Résistance à la compression résiduelle (MPa)


BHP BHP-FS5 BHP-FS10

160 140

BHP-CV20 BHP-CV30 BHP-CV40 BHP-FS+CV BHP-LHF30 BHP-LHF40

120 100 80 60 40 20 0 0

100

200

300

400

500

600

700

800

900

Température d'exposition (°C)

Figure 13.21 : influence des additions sur la résistance à la compression résiduelle en fonction de la température pour des bétons à hautes performances, d’après Poon et al. [POO 01] BHP : béton à hautes performances de référence, FS : fumée de silice, CV : cendres volantes, LHF : laitier de haut-fourneau Les nombres donnent la teneur en addition.

4.1.2.2. Influence des additions sur l’écaillage Dans l’étude Feu-Béton, des éprouvettes prismatiques en béton armé de dimensions 30 cm × 30 cm × 75 cm ont été réalisées. Les éprouvettes ont été soumises au type d’essai décrit en 4.1.1.2 mais cette fois avec un enrobage des armatures transversales de 3 cm, plus défavorable pour l’écaillage (l’augmentation d’enrobage peut conduire dans certains cas à l’apparition d’éclats localisés). La masse des prismes pendant l’essai et la masse des éclats en fin de chauffage ont été déterminées. Le tableau 13.1 donne les caractéristiques des éclats qui ont eu lieu selon le type d’addition utilisé et la figure 13.22 montre l’état final des éprouvettes après sortie du four et refroidissement. Tableau 13.1 : caractéristiques des éclats après essai d’écaillage, selon le type d’addition [FEU 06]. Type d’addition

Perte de masse par éclats (%)

Épaisseur maximale des éclats (cm)

Aucune

1,0

e < 2 cm (éclats d’angle)

Cendres volantes (11 %)

1,0


Filler calcaire (11 %)

0,0

–

Laitier moulu (11 %)

2,0


Fumée de silice

2,5

e < 2 cm (éclats distribués dans la surface)

CEM II à 11 % de laitier

1,5


736


(a)

(b)

(c)

(d)

(e)

(f)

Figure 13.22 : influence des additions. État final des éprouvettes après essai d’écaillage et refroidissement [FEU 06]. (a) béton de référence sans addition ; (b) avec 11 % de cendres volantes ; (c) avec 11 % de filler calcaire ; (d) avec ciment CEM II à 11 % de laitier ; (e) avec 11 % de laitier moulu et (f) avec 8 % de fumée de silice.

L’analyse de ces résultats conduit à conclure que, dans les proportions utilisées, les additions calcaires tendent à améliorer le comportement du béton face à l’écaillage (aucun éclat n’a été observé) tandis que la fumée de silice semble provoquer une dégradation plus prononcée que celle du béton de référence, avec des résultats intermédiaires pour les autres additions.

737


Dans aucun cas, les éclats n’ont mis à nu les armatures. Lorsqu’il y a eu écaillage, la dimension des éclats est restée inférieure à l’épaisseur de l’enrobage des armatures transversales. La plupart des éclats observés étaient des éclats d’angles. Une étude finlandaise a mis en doute l’utilisation des fillers calcaires dans des proportions supérieures à 25 %, qui conduirait à un écaillage systématique. Cette tendance n’a pas été observée dans l’étude française [FEU 06]. En effet, des tests avec des teneurs supérieures (allant jusqu’à 43 %) ont été réalisés : des dégradations plus importantes qu’avec la teneur de 11 % ont été observées mais elles restent dans des proportions identiques à celles observées avec les autres additions dosées à 11 %, sans mettre à nu les armatures. L’utilisation de filler calcaire dans les proportions habituelles n’est donc pas contre-indiquée vis-à-vis du comportement au feu ; elle tendrait même à améliorer ce dernier. En ce qui concerne l’utilisation de fumée de silice, Hertz [HER 05] a testé un béton à hautes performances avec différentes teneurs en cette addition (0 %, 5 %, 10 % et 15 %) et avec différentes teneurs en eau. Il arrive à la conclusion que les bétons avec fumées de silice et avec des teneurs en eau élevées ont une tendance à l’écaillage plus prononcée et il propose une limite supérieure de 10 % de fumée de silice par rapport à la masse de ciment pour éviter l’écaillage. Sarshar et Khoury [SAR 93] ont trouvé que la substitution du ciment Portland par 10 % de fumée de silice ne modifie pas le comportement du béton face aux hautes températures. Felicetti et Gambarova [FEL 98] sont arrivés à des conclusions similaires avec des teneurs en fumée de silice de 6,7 % et 9,7 %. Feron et al. [FER 06] signalent que l’effet des fumées de silice peut être défavorable à cause d’une augmentation de la compacité mais qu’il existe des cas où l’effet peut être favorable. De manière générale, il convient de limiter à 10 % la teneur en fumée de silice pour limiter l’écaillage du béton à hautes températures lorsqu’aucune précaution n’est prise par ailleurs (par exemple ajout de fibres de polypropylène).

4.1.3. Influence des adjuvants Peu de travaux sur le rôle spécifique des adjuvants sont disponibles dans la littérature. En général les études se limitent à une comparaison entre bétons vibrés sans adjuvant et bétons autoplaçants [BOS 03, CAR 05, FER 06]. Dans le cadre de l’étude Feu-Béton, plusieurs types de formules ont été testées : soit pour évaluer l’impact de différents adjuvants incorporés à une même formule de base (ce qui peut conduire à l’obtention de résistances sensiblement différentes), soit pour évaluer l’impact de l’utilisation d’adjuvants pour des bétons de même classe de résistance (ce qui peut conduire à modifier les quantités de chaque constituant, leur nature restant par ailleurs identique).

738


Nous présentons ici les résultats de l’étude Feu-Béton dans laquelle les types d’adjuvants suivants ont été testés : – un superplastifiant polycarboxylate ; – un entraîneur d’air minéral ; – un entraîneur d’air organique ; – un agent de viscosité. Pour une formule de base M60, deux types de béton ont été considérés : avec granulat siliceux Garonne et avec granulat calcaire Bathonien (plus sensible à l’écaillage, voir § 4.1.1). Pour le béton M60 Garonne, sont comparés : – un béton vibré, avec superplastifiant ; – un BAP, avec un fort dosage en filler calcaire et superplastifiant ; – un BAP, avec un faible dosage en filler calcaire, superplastifiant et agent de viscosité. Pour le béton M60 Bathonien, sont comparés : – un béton vibré, avec superplastifiant ; – un béton vibré, avec superplastifiant et entraîneur d’air minéral ; – un béton vibré, avec superplastifiant et entraîneur d’air organique ; – un BAP, avec un faible dosage en filler calcaire, superplastifiant et agent de viscosité.

4.1.3.1. Influence des adjuvants sur les résistances mécaniques Pour cette partie de l’étude Feu-Béton le même dispositif expérimental et le même type d’éprouvettes décrits en 4.1.1.1 ont été utilisés. Les éprouvettes pour les tests de résistances mécaniques ont été réalisées avec les formules correspondant aux bétons vibrés avec superplastifiant et celles des BAP avec un faible dosage en additions calcaires, superplastifiant et agent de viscosité. Les autres formules n’ont été testées qu’à l’écaillage. La figure 13.23 présente les variations de la résistance à la compression en fonction de la température pour les bétons M60 vibrés et BAP testés. Les éprouvettes ont été chargées à 20 % de leur résistance à 20 °C dès le début de l’essai et jusqu’au test de résistance proprement dit (température stabilisée, augmentation de la charge jusqu’à rupture). Les valeurs extrêmes obtenues pour chaque point sont indiquées dans le but d’évaluer la dispersion des résultats. La figure 13.24, correspond aux résultats des tests de résistance à la traction à chaud obtenus avec le dispositif illustré à la figure 13.8. Dans ce cas, les éprouvettes n’ont été confectionnées qu’avec le béton vibré Garonne et le BAP Bathonien avec agent de viscosité. L’analyse de ces résultats par rapport aux courbes de référence de l’Eurocode 2, 1-2 et DTU Feu-Béton, a été déjà réalisée en 4.1.1.1.

739


65 60

Résistance (MPa)

55 50 45 40 35 30

M 60 Bathonien

25 20

M 60 BAP Bathonien

15

M 60 Garonne

10

M 60 BAP Garonne

5 0 0

50

100

150

200

250

300

350

400

450

500

550

600

650

700

750

800

Température (°C)

Figure 13.23 : influence des adjuvants - Résistance à la compression en fonction de la température [FEU 06]. 5,5 5,0

M 60 BAP Bathonien

Résistance (MPa)

4,5

M 60 Garonne

4,0 3,5 3,0 2,5 2,0 1,5 1,0 0,5 0,0 0

50

100

150

200

250

300

350

400

450

500

550

600

650

700

750

800

Température (°C)

Figure 13.24 : influence des adjuvants - Résistance à la traction en fonction de la température [FEU 06]

Les évolutions avec la température des résistances à la compression et à la traction des bétons vibrés et des bétons autoplaçants adjuvantés de même résistance initiale sont identiques.

En faisant abstraction des faibles différences dans la composition des deux types de bétons (fondamentalement dans la teneur en fines) on peut conclure que les adjuvants utilisés dans cette étude pour obtenir des BAP n’ont donc pas d’influence sur les performances mécaniques des bétons. Bamonte et al. [BAM 07] ont trouvé la même tendance lors de l’étude de trois bétons autoplaçants : un de résistance normal (NSC) et deux à hautes performances, que l’auteur distingue entre béton à hautes performances (HPC) et à haute résistance (HSC). La figure 13.25 présente les résultats trouvés dans cette étude pour la résistance résiduelle des bétons autoplaçants (mesurée à froid après chauffe). Les auteurs signalent que les bétons vibrés ont des comportements similaires.

740


100 NSC, Fc20 = 51 MPa HPC, fc20 = 82 MPa

fcT (MPa)

75

HSC, fc20 = 90 MPa

50

25

0

0

200

400

600

800

Température (°C)

Figure 13.25 : valeurs résiduelles de la résistance à la compression en fonction de la température pour bétons autoplaçants d’après Bamonte et al. [BAM 07] Les bétons testés sont : un béton de résistance normale (NSC), un béton de hautes performances (HPC) et un béton de haute résistance (HSC).

Dans la même étude [BAM 07], la résistance à la traction résiduelle a été également déterminée à partir de l’essai de flexion. Les valeurs pour le béton autoplaçant de résistance courante (NSC) ont été de 3,6 MPa à 20 °C, de 3,4 MPa à 200 °C, de 2,5 MPa à 400 °C et de 1 MPa à 600 °C, proches de celles trouvées dans l’étude Feu-Béton.

4.1.3.2. Influence des adjuvants sur l’écaillage Nous abordons en premier lieu l’influence des entraîneurs d’air à partir des résultats obtenus [FEU 06] sur des bétons M60 avec des granulats calcaires Bathoniens. Ces granulats ont été choisis car ils étaient plus sensibles à l’écaillage que les autres granulats testés (voir § 4.1.1). Deux types d’entraîneurs d’air ont été utilisés : l’un minéral et l’autre organique. Le même dispositif expérimental et le même type d’éprouvettes (à la différence près d’un enrobage d’armatures de 3 cm) qui ont été décrits en 4.1.1.2 ont été utilisés pour réaliser les tests. Le tableau 13.2 donne les caractéristiques des éclats selon le type d’entraîneur d’air utilisé, comparées à celles des éclats d’une éprouvette sans aucun entraîneur, et la figure 13.26 permet de visualiser l’état final des éprouvettes. Tableau 13.2 : caractéristiques des éclats après essai d’écaillage, selon le type d’entraîneur d’air [FEU 06]. Type d’entraîneur d’air

Perte de masse par éclats (%)

Épaisseur maximale des éclats (cm) e < 5 cm (éclats d’angle) et e < 2 cm (éclats de surface)

Aucun

7,5

Minéral

1,0 1,5


Organique

0,0 2,0

– e < 2 cm (éclats d’angle) et e < 1 cm (éclats de surface)

741


(a)

(b)

(c)

Figure 13.26 : influence de l’entraîneur d’air. État final des éprouvettes après essai d’écaillage et refroidissement [FEU 06]. L’éprouvette (a) n’a pas d’entraîneur d’air, tandis que la (b) a un entraîneur d’air minéral et la (c) un entraîneur d’air organique.

L’utilisation d’un entraîneur d’air a une influence positive par rapport à l’écaillage.

Dans le cas d’un béton M60, réalisé avec un granulat plus sensible à l’écaillage (calcaire Bathonien, voir § 4.1.1) et avec un enrobage des armatures transversales de 3 cm (facteur aussi défavorable par rapport à l’écaillage [FEU 06]), qui présente des éclats localisés, l’amélioration est notable pour les deux types d’entraîneur d’air utilisés. Feron et al. [FER 06] mentionnent aussi que les entraîneurs d’air sont favorables pour la prévention de l’écaillage. Des résultats similaires pour les bétons à hautes performances ont été déjà signalés lors du programme européen HITECO [HIT 99]. Dans ce qui suit, nous présentons l’influence sur l’écaillage des agents de viscosité ajoutés en plus du superplastifiant et du filler calcaire pour obtenir des bétons autoplaçants [FEU 06]. Les tests ont été menés sur le même type d’éprouvettes et le même dispositif expérimental que pour l’étude de l’effet des entraîneurs d’air. Des bétons M60 avec des granulats siliceux Garonne et avec des granulats calcaires bathoniens ayant les caractéristiques signalées au début du paragraphe 4.1.3 ont été utilisés. La figure 13.27 présente les résultats obtenus pour les deux formulations testées.

742


(a)

(a2)

(a3)

(b1)

(b2)

Figure 13.27 : influence de l’agent de viscosité. État final des éprouvettes après essai d’écaillage et refroidissement [FEU 06]. Les bétons testés sont : un béton M 60 siliceux Garonne (a1) béton vibré, (a2) BAP à forte teneur en filler calcaire, (a3) BAP à faible teneur en filler calcaire avec agent de viscosité ; un béton M60 calcaire Bathonien (b1) béton vibré, (b2) BAP à faible teneur en filler calcaire avec agent de viscosité.

Au vu de ces résultats, on peut conclure que l’utilisation d’agent de viscosité peut avoir une influence négative dans le développement de l’écaillage des bétons quand le type de granulat est plus sensible à l’éclatement (cas du calcaire Bathonien). En revanche, le comportement est pratiquement identique entre béton vibré et autoplaçant quand ce dernier est obtenu par ajout d’une quantité importante de filler calcaire (cas du siliceux Garonne dans la figure 13.28). On peut alors conclure que la tenue au feu des bétons autoplaçants dépend de la formulation utilisée et qu’elle peut aller de « très bonne » à « défavorable » (cas (b2) de la figure 13.27). Nous n’avons pas trouvé d’études similaires concernant l’utilisation d’agent de viscosité dans la littérature. En revanche, il résulte des différents travaux réalisés en vue de l’étude du comportement des bétons autoplaçants face aux incendies [CAR 05, FER 06, BOS 03, BAM 07, PER 04] que l’utilisation d’une formulation adaptée conduit à un bon comportement qui peut être similaire voire meilleur que celui du béton vibré le plus proche de sa composition.

743


4.2. Efficacité des fibres de polypropylène dans la prévention de l’écaillage Au milieu des années quatre-vingt une nouvelle catégorie de bétons s’est développée, les bétons « à hautes performances » (BHP), appelés ainsi pour les distinguer des bétons « courants » (BO) utilisés jusque-là [BRA 05]. Depuis leur développement a connu un essor qui se poursuit encore de nos jours, donnant lieu à des nouvelles catégories : bétons à très hautes performances (BTHP), à ultrahautes performances (BUHP) ou encore bétons fibrés à ultra-hautes performances (BFUP), dont la résistance à la compression est de l’ordre de 200 MPa et dont la résistance à la traction dépasse largement les 10 MPa. Ceci a rendu possible la réalisation de structures plus élancées, a favorisé des économies en temps d’exécution et en main-d’œuvre, ce qui a provoqué leur utilisation croissante pour la construction de bâtiments et de certains ouvrages de génie civil. Leur faible perméabilité les a imposés dans des ouvrages où l’étanchéité est requise. Or, cette faible perméabilité, qui est un critère de choix pour de nombreuses applications, peut être aussi leur talon d’Achille quand ils sont soumis au feu. On a vu au paragraphe 3.2 qu’un des facteurs favorisant le phénomène d’éclatement ou d’écaillage du béton est sa perméabilité : plus elle est faible, plus la pression de vapeur est forte et proche de la surface chauffée. L’incendie du tunnel sous la Manche a attiré l’attention sur la sensibilité au feu des bétons à hautes performances tels qu’ils étaient formulés à l’époque. Des expertises réalisées [ULM 98] ont permis d’étudier les mécanismes qui ont conduit à l’écaillage et à l’éclatement observés après incendie. Ceci a donné lieu à de nombreux programmes de recherche nationaux et internationaux [PIM 05, HIT 99] et à différentes études au niveau de laboratoires de recherche ou de partenariats entre institutions concernées par le sujet [FEU 06] qui ont permis d’aboutir à des formulations capables de présenter une bonne tenue au feu. Parmi les différentes solutions proposées, la plus efficace pour les bétons sensibles à l’écaillage est l’incorporation de fibres de polypropylène. C’est ainsi que l’Eurocode 2, dans sa partie 1-2 (feu) [EC2 05], recommande pour les BHP l’utilisation d’une teneur supérieure à 2 kg/m3 de fibres de polypropylène monofilaments, de longueur supérieure au diamètre maximal des granulats (cette dernière recommandation est proposée par l’annexe nationale française). Nous présentons dans ce qui suit les résultats de l’étude Feu-Béton sur l’incorporation de fibres de polypropylène dans des bétons BTHP (M100), en les comparant avec ceux d’autres travaux réalisés sur la même thématique. Dans cette étude une première partie a été consacrée à analyser l’influence du type de fibres (monofilaments, fibrillées, fortement fibrillées), de leur géométrie (longueur, diamètre) et de leur dosage. La pertinence de la recommandation des fibres

744


monofilaments de la norme européenne a été validée et il a en outre été proposé de retenir une longueur supérieure au diamètre maximal des granulats. Sont présentés dans cette partie, les résultats obtenus avec des fibres de polypropylène monofilaments de 18 mm de longueur et 18 µm de diamètre (Mf – L18∅18) qui correspondent à ces dernières recommandations (formules M 100 avec granulats de Dmax égal à 10 ou 14 mm).

4.2.1. Influence des fibres de polypropylène sur les résistances mécaniques Une des questions qui se posent lorsque des fibres sont incorporées à un béton est celle de leur influence sur les résistances mécaniques du matériau. Divers auteurs [KRE 87, BAY 02, SOF 06] ont montré que les résistances mécaniques des bétons avec et sans fibres ne variaient pas significativement pour des dosages courants (≤ 3 kg/m3) et pour des températures ne dépassant pas les 100 °C. Clayton et Lennon [CLA 00], en revanche, concluent qu’il y aurait une diminution de la résistance à la compression du fait de l’incorporation de 2 kg/m3 de fibres mais ils n’ont testé que des bétons contenant 3 kg/m3 et 6 kg/m3 de fibres de polypropylène. Dans l’étude Feu-Béton, avec des dosages en fibres inférieurs ou égaux à 2 kg/m3, les résistances à la compression à 20°C n’ont présenté aucune variation significative par rapport à celles du béton témoin sans fibres. En outre, l’évolution de la résistance à la compression obtenue à chaud (figure 13.28), pour un béton M100 avec des granulats siliceux Garonne et une teneur en fibres de polypropylène monofilaments (Mf – L18∅18) de 1,2 kg/m3 se situe au-delà des valeurs indiquées dans l’Eurocode 2,12 classe 3 (correspondant à C90). Notamment à 750 °C, la résistance du béton vaux encore 50 % de sa résistance à froid, alors que la norme indique une valeur de 18 %. Sur la figure, apparaît également la valeur résiduelle de la résistance à la compression obtenue à 450 °C, qui est supérieure à celle déterminée à chaud. Ce résultat doit cependant être confirmé sur d’autres formules, car les données publiées jusqu’alors indiquent que les résistances résiduelles des bétons à hautes performances sont inférieures à celles déterminées à chaud du fait des effets du refroidissement sur la microstructure [FIB 07]. Carré et Noumowé [CAR 05] ont trouvé, pour des bétons vibrés ou autoplaçants à hautes performances (fc28 entre 75 et 80 MPa) avec 2 kg/m3 de fibres de polypropylène soumis à une température de 400 °C, des valeurs de résistance à la compression résiduelle comprises entre 50 et 60 % de leur résistance à froid.

745


Pimienta [PIM 05], lors des études réalisées pour le Projet national BHP 2000, évoque de très bonnes performances mécaniques à chaud des BHP avec des fibres de polypropylène. Il a testé deux BTHP M100, l’un avec 0,9 kg/m3 et l’autre avec 1,75 kg/m3 de fibres de polypropylène et les a comparé avec des bétons M100, M75 et M30 non fibrés. La figure 13.29 illustre les résultats trouvés. 1,1

M100 Garonne fibré à 1,2 kg/m3

1,0

EC2 classe 3 - C90 MPa

0,9

M100 Garonne 1,2 kg/m3 - résistance résiduelle

fcT/fc20°C (%)

0,8 0,7 0,6 0,5 0,4 0,3 0,2 0,1 0,0 0

100

200

300

400

500

600

700

800

900

1000

Température (°C)

Figure 13.28 : influence des fibres de polypropylène sur la résistance à la compression [FEU 06]. Résistances à la compression (valeurs relatives à la valeur à 20 °C) en fonction de la température pour un béton M100 Garonne avec 1,2 kg/m3 de fibres de polypropylène Mf – L18 ∅18. Les données de l’EC2 sont fournies pour comparaison.

100

fcT/fc20°C (%)

M100C f = 0,9 kg/m3 75

M100C f = 1,75 kg/m3 M30C

50

M75C M75SC

25

M100C 0

0

100

200

300

400

500

600

Température (°C)

Figure 13.29 : influence des fibres de polypropylène sur la résistance à la compression, d’après Pimienta [PIM 05]. Résistance à la compression (en valeurs relatives à la valeur à 20°C) en fonction de la température pour deux bétons M100 C (calcaire) avec 0,9 et 1,75 kg/m3 de fibres de polypropylène, comparés à des bétons M100C (calcaire), M75C (calcaire) et M75SC (silico-calcaire) et M30C (calcaire) sans fibres.

746


L’incorporation de fibres de polypropylène ne dégrade pas les résistances relatives en compression des BTHP à haute température. Au contraire, il apparaît qu’à 250°C, les valeurs obtenues sont supérieures à celles de tous les bétons sans fibres testés et à tous les bétons à hautes performances au-delà. L’utilisation de fibres de polypropylène dans des quantités inférieures à 2 kg/m3 ne provoque pas de diminution de résistance par rapport aux bétons sans fibres et n’influence donc pas leur performance mécanique dans des sollicitations courantes ou sous l’action des hautes températures.

4.2.2. Influence des fibres de polypropylène sur l’écaillage De nombreux travaux démontrent l’efficacité des fibres de polypropylène pour la prévention de l’écaillage à hautes températures des bétons et plus particulièrement des bétons à hautes performances [EC2 05]. Dorénavant les travaux de recherche s’orientent plutôt vers les explications des raisons de l’action positive des fibres de polypropylène pour éviter l’éclatement et l’écaillage des bétons [KHO 06]. La base de l’amélioration du comportement des bétons à hautes performances face aux incendies est le fait que ce type de fibres fondent à environ 170 °C et se vaporisent à environ 340 °C, ce qui provoque une augmentation de la perméabilité du matériau permettant la réduction de la pression au sein des pores et diminuant ainsi le risque d’éclatement et d’écaillage (cf. § 3.1.3). Nous présentons dans ce qui suit les résultats d’essais d’écaillage réalisés sur deux types de béton à très hautes performances lors de l’étude [FEU 06] : un béton M100 avec granulats siliceux Garonne et un béton M100 avec granulats calcaires Bathoniens, avec différents dosages de fibres de polypropylène monofilaments Mf – L18∅18. Les dosages ont été choisis inférieurs ou égaux à 2 kg/m3, dosage minimum recommandé par l’Eurocode 2, 1-2 [EC2 05], de façon à vérifier si des valeurs inférieures restent aussi efficaces. Pour le béton M100 Bathonien, trois dosages de fibres de polypropylène ont été testés, dont l’un correspond à la limite proposée dans la norme européenne : 1,2 kg/m3, 1,5 kg/m3 et 2 kg/m3, et pour la formulation avec granulat Garonne la quantité de fibres a été de 0,9 kg/m3 et 1,2 kg/m3. La figure 13.30 présente les résultats obtenus après refroidissement.

747


(a1)

(a2)

(a3)

(b1)

(b2)

Figure 13.30 : efficacité des fibres de polypropylène - État final des éprouvettes après essai d’écaillage et refroidissement [FEU 06]. Tests effectués sur des éprouvettes armées (enrobage de 3 cm des armatures transversales, voir paragraphe 4.1.1.2 pour les caractéristiques des éprouvettes) réalisées avec les bétons suivants : – béton M100 Bathonien avec : (a1) 1,2 kg/m3, (a2) 1,5 kg/m3, (a3) 2 kg/m3 de fibres de polypropylène Mf – L18ý18 ; – béton M100 Garonne avec : (b1) 0,9 kg/m3, (b2) 1,2 kg/m3 de fibres de polypropylène Mf – L18ý18. Les éclats d’angle des prismes (a) et (b), réalisés avec M100 Bathonien laissant apparaître des zones gris foncé, ne sont apparus qu’au refroidissement.

Nous pouvons observer que, même pour la formulation plus sensible à l’écaillage (béton M100 Bathonien), l’action des fibres de polypropylène est remarquable. Dans le cas du M100 Garonne, dès l’addition de 0,9 kg/m3 le résultat est excellent (ce qui est très en deçà de la limite proposée de l’Eurocode 2, 1-2 de 2 kg/m3). L’utilisation de fibres de polypropylène monofilaments permet d’obtenir un excellent comportement vis-à-vis de l’écaillage des bétons à hautes performances. Dans certains cas, ce résultat peut être aussi obtenu avec des dosages plus faibles que la limite inférieure spécifiée par la norme Eurocode béton. La stabilité au feu des ouvrages réalisés avec un béton à hautes ou très hautes performances est donc assurée avec l’incorporation de fibres de polypropylène monofilaments dans les dosages préconisés par l’Eurocode 2, 1-2.

Les essais réalisés dans le cadre de BHP 2000 [PIM 05] ont également indiqué une efficacité des fibres dès de très faibles dosages comme indiqué sur la figure 13.31. À dosage en fibres croissant, on observe une nette diminution de la pression maximale mesurée au sein des bétons.

748

Pression maximale (MPa)


4

3

2

1

0

0

1

2

3

Dosage en fibres (kg/m ) 3

Figure 13.31 : impact du dosage en fibres polypropylène sur la pression maximale mesurée au sein du béton [PIM 05].

Park et al. [PAR 07] ont déterminé que le volume optimal de fibres pour éviter l’écaillage est de 0,1 % pour des BHP ayant un rapport E/L1 de 0,30 et de 0,2 % pour des BHP avec rapport E/L de 0,25, ce qui les amène à conclure que le volume nécessaire de fibres doit augmenter avec la résistance du béton. Des études conduites sur des BFUP [DEC 07, MIN 07], ayant des résistances à la compression de l’ordre de 150 MPa, confirment d’une certaine façon cette hypothèse car la teneur idéale de fibres pour ces bétons est de 3 kg/m3 (environ 0,15 % en volume) et non de 2 kg/m3 (moins de 0,1 % en volume) ou moins comme estimée dans l’étude Feu-Béton pour des bétons moins résistants. Les résultats obtenus par Phan [PHA 07] concernant les pressions dans les pores en fonction de la température montrent clairement l’effet positif des fibres de polypropylène monofilaments (figure 13.32). La pression dans les pores, laquelle provoque l’écaillage explosif dans le cas du béton sans fibres (à la température de 250 °C au point de mesure), est très supérieure à celle mesurée dans le béton fibré qui n’a pas présenté d’écaillage.

1. E/L représente ici le rapport des masses d’eau et de liant (ciment + fumée de silice).

749


2,5

Pression dans les pores (MPa)

Point d'écaillage explosif 2,0 Sans fibres 1,5

1,5 kg/m3 de fibres

1,0 3,0 kg/m3 de fibres 0,5

0

0

100

200

300

400

500

Température à 25 mm de la surface chauffée

Figure 13.32 : efficacité des fibres de polypropylène pour des bétons conservés dans l’eau. Pression de vapeur en fonction de la température à 25 mm de la surface chauffée, pour des BHP(fck 75 MPa) sans fibre, avec 1,5 kg/m3 et 3,0 kg/m3 de fibres de polypropylène monofilaments, d’après Phan [PHA 07]. Les éprouvettes testées sont prismatiques (100 mm × 200 mm × 200 mm).

Les résultats que nous venons de présenter permettent d’assurer qu’un béton à hautes ou très hautes performances, formulé avec des teneurs adéquates en fibres de polypropylène monofilaments, répond parfaitement aux objectifs du dimensionnement vis-à-vis de l’incendie.

5. RECOMMANDATIONS ET NORMES La tenue au feu des structures en béton fait l’objet de recommandations et de normes spécifiques qui sont élaborées par différents organismes internationaux et nationaux. Au niveau international, les normes issues des groupes de travail de l’ISO (International Organization for Standardization) et du CEN (Comité européen de normalisation) sont la référence en ce qui concerne la conception des structures, les essais de structure, la formulation et les spécifications des bétons, tandis que pour les procédures d’essai « matériau », les recommandations de la Rilem (Réunion internationale des laboratoires et experts des matériaux, systèmes de construction et ouvrages) sont les plus répandues. En France, des commissions de normalisation et groupes de travail sous la coordination de l’Afnor (Association française de normalisation) rédigent des normes qui sont d’application uniquement sur le territoire français : annexes nationales des Eurocodes, NF DTU

750


(norme française, document technique unifié), NF ISO (norme française d’application d’une norme ISO). Nous présentons dans cette partie une brève revue des principales normes et recommandations existantes qui sont applicables aux structures béton pour assurer leur tenue au feu et celles qui concernent la réalisation des essais pour évaluer les propriétés des bétons face aux hautes températures.

5.1. Recommandations et normes applicables au dimensionnement des structures en béton Le béton est un matériau non combustible mais le dimensionnement des structures en béton armé vis-à-vis du feu doit prendre en compte l’affaiblissement de sa résistance et de celle des armatures du fait de l’échauffement des sections pendant une sollicitation de type incendie. Au niveau français, l’approche de sécurité incendie entre dans le cadre de la normalisation dans ce domaine [EC1 07]. Ainsi les conditions d’emploi des différents modèles de calculs, que ce soit pour la quantification de l’action thermique ou pour la réponse mécanique des structures, sont encadrées par un arrêté émanant du ministère de l’intérieur (à la date de parution de ce document, l’arrêté en vigueur est celui de 22 mars 2004 relatif à la résistance au feu des produits, éléments de construction et d’ouvrage). Dans ce contexte normatif, on distingue : – deux niveaux d’approche possibles pour les actions thermiques : – les incendies nominaux, qui sont définis a priori et qui forment le fondement des exigences descriptives définies par les normes propres à chaque famille de bâtiments ou d’ouvrages, – les scénarios d’incendie réel qui doivent être estimés en fonction de l’activité spécifique exercée dans un bâtiment ou un ouvrage particulier ; – trois niveaux d’approche possibles pour les modèles de vérification du comportement au feu des structures : – les valeurs tabulées pour lesquelles la durée de résistance au feu d’un élément structural est donnée en fonction de ses dimensions géométriques, pour différents niveaux de chargement, – les méthodes de calcul simplifiées faisant appel à des formules analytiques de résolution aisée, – les méthodes de calcul dites avancées, permettant, par exemple, de prendre en compte l’interaction des éléments avec l’ensemble de la structure. Les normes de références indiquées dans l’arrêté de résistance au feu sont, pour les structures béton, le DTU Feu Béton « Méthode de prévision par le calcul du comportement au feu de structures en béton », applicable aux bâtiments) et les Eurocodes EN 1991-1.2 (actions) et EN 1992-1.2 (dimensionnement au feu des

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structures béton). Les Eurocodes doivent être utilisés avec leur annexe nationale dans lesquelles figurent en préambule les niveaux d’approches possibles indiqués ci-avant. À l’heure actuelle, les développements en terme de dimensionnement des ouvrages tendent à utiliser des approches d’ingénierie de la sécurité incendie incluant des analyses de risques, la détermination de scénarios incendie, l’étude de la propagation de la chaleur et des effluents et la détermination du comportement global des structures (non pas un élément de structure de manière isolée mais un élément de structure en interaction avec la structure froide environnante). Les travaux de l’ISO TC 92 « sécurité au feu », SC4 « ingénierie de la sécurité incendie », WG 12 « structures en feu » évoluent vers des recommandations sur les performances globales des structures en cas d’incendie (ISO/WD 24679), mais ces travaux en cours d’élaboration ne rentrent pas à ce jour dans le cadre normatif.

5.1.1.DTU Feu-Béton La version 1987, complétée en 1993, de la NF P 92-701 [DTU 93] correspond au DTU FB considéré pour les bétons courants avec résistance à la compression caractéristique inférieure à 60 MPa. En 2000, le DTU FB a été amendé [DTU 00] pour tenir compte des bétons à hautes performances avec des résistances nominales comprises entre 60 et 80 MPa. Ce DTU permet la vérification de la sécurité à partir d’un certain nombre de calculs conventionnels, qui prennent en compte, notamment, une courbe conventionnelle de montée en température (courbe ISO 834) et une baisse forfaitaire des résistances mécaniques de l’acier d’armature et du béton en fonction des températures atteintes (voir courbes DTU FB des figures 13.11 et 13.14 pour les bétons courants et 13.29 pour les BHP). Les courbes relatives au béton sont à l’intérieur d’un fuseau de valeurs extrêmes correspondant à la dispersion des résultats de laboratoire qui ont servi pour leur détermination. Outre les caractéristiques de la variation des résistances avec la température, le DTU FB prend en compte trois critères permettant de déterminer le degré de résistance au feu des éléments de construction : 1°) la résistance mécanique du béton ; 2°) l’étanchéité aux flammes et aux gaz chauds ou inflammables ; 3°) l’isolation thermique dans le cas d’éléments séparatifs : limitation de l’échauffement de la face non exposée au feu à 140 °C en moyenne ou 180 °C en un point. Les éléments résistants au feu sont alors classés en trois catégories : – SF (stable au feu) : le critère 1 est le seul requis ; – PF (pare-flammes) : les critères 1 et 2 sont requis ; – CF (coupe-feu) : les critères 1, 2 et 3 sont requis.

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Par exemple, un élément structural PF 3h correspond à un élément qui aura la résistance et l’étanchéité nécessaires pour résister au feu conventionnel durant 3 heures. Enfin, le DTU FB donne des règles constructives générales pour satisfaire les critères d’exigence de durée de résistance au feu des structures, ainsi que des règles spécifiques pour chaque type d’ouvrage. Son application reste en vigueur jusqu’à son remplacement définitif par la norme nationale transposant l’Eurocode 2, partie feu (à partir de 2010).

5.1.2. Eurocode 2, partie 1-2 Parmi les 10 Eurocodes, l’EN 1992, Eurocode 2, correspond au calcul des structures en béton et sa partie 1-2 au calcul du comportement au feu. Cet Eurocode a déjà le statut de norme nationale (NF EN 1992–1-2) et est utlisé avec son annexe nationale. Cette norme traite du calcul des structures en béton en situation accidentelle d’exposition au feu en identifiant les différences, ou les éléments supplémentaires, par rapport au calcul à froid. De façon analogue au DTU FB, elle donne les exigences requises pour les structures en béton pour remplir certaines fonctions lorsqu’elles sont exposées au feu, à savoir : – R, fonction porteuse : éviter une ruine prématurée de la structure (résistance mécanique) ; – E: limiter l’extension du feu, c’est-à-dire les flammes, gaz chauds et chaleur excessive (étanchéité) ; – I: fonction séparative, empêcher la propagation du feu en dehors des zones concernées (isolation). Ces exigences sont équivalentes aux critères 1,2 et 3 du DTU FB (voir § 5.1.1). Un élément structural est directement classé par les initiales correspondant aux exigences qui sont requises pendant une durée donnée en heures. Par exemple une paroi porteuse doit être REI pendant une durée prédéterminée selon la destination des locaux. L’EN 1992-1-2 donne des principes et règles d’application pour le calcul des structures en vue de satisfaire ces exigences. Pour ce calcul, cette norme considère la possibilité d’utiliser trois méthodes : – les méthodes tabulées basées sur des données empiriques et applicables à une analyse par élément ; – les méthodes de calcul simplifiées basées sur des équations d’équilibre et applicables à une analyse par élément et à une analyse d’une partie de la structure ; – les méthodes de calcul avancées basées sur les équations de la physique et applicables à une analyse de la structure dans son ensemble.

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En ce qui concerne l’évolution des résistances mécaniques du béton avec la température, la partie 1-2 de l’Eurocode 2 donne aussi une courbe pour la diminution de la résistance à la compression mais en distinguant les bétons réalisés avec des granulats calcaires de ceux avec granulats siliceux (voir commentaires sur ce sujet en 4.1.1.1) pour les classes de résistance inférieures ou égales à C50/60 (voir figure 13.11). Pour ces mêmes classes de résistance, la courbe unique de résistance à la traction correspond avec celle du DTU FB (voir figure 13.14). Pour les bétons de classes de résistance supérieures à C50/60 et jusqu’à C90/105 l’Eurocode 2 a un chapitre spécifique (section 6). Concernant l’évolution des résistances avec la température, cette norme semble plutôt conservatrice au vu des différents résultats exposés dans la littérature, notamment lorsque les bétons sont additionnés de fibres de polypropylène (voir figure 13.28). Enfin, pour la prévision de l’écaillage, plusieurs possibilités sont données parmi lesquelles est cité l’ajout de fibres de polypropylène (monofilament de longueur supérieure au diamètre maximal des granulats comme proposé par l’annexe nationale française de l’EC 2 partie 1.2).

5.2. Recommandations et normes concernant les essais Pour pouvoir évaluer les propriétés des bétons liées à leur tenue au feu, divers organismes, internationaux ont élaboré des recommandations ou des normes pour la réalisation des essais correspondants. Les recommandations de la Rilem sont les plus utilisées et référencées dans les divers travaux sur le sujet du comportement des bétons aux hautes températures. Elles sont suivies, au niveau européen, par celles issues du CEN TC 127. Enfin, parmi les nombreux travaux effectués par les groupes de travail de l’ISO, nous ne citerons ici que les normes d’essais pouvant apporter un éclairage différent de celles élaborées au niveau européen, l’orientation actuelle étant de privilégier l’adoption au niveau français de normes issues du CEN.

5.2.1. Recommandations de la Rilem La Rilem recommande la mesure de différentes propriétés du béton à hautes températures et des procédures de mesure. Les propriétés retenues sont les suivantes : relation contrainte-déformation, résistance en compression, résistance en traction, module d’élasticité, déformation thermique, fluage transitoire, fluage sous température maintenue, retrait sous température maintenue, contrainte sous déformation imposée et relaxation [RIL 95 à 07c]. Les résultats des essais à hautes températures dépendent plus particulièrement des conditions d’essais suivantes : – - le régime de chauffage. Le tableau 13.3 présente les essais qui doivent être réalisés à température constante et ceux qui doivent l’être en régime transitoire ;

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– l’ordre dans lequel sont appliquées la charge et la température. Par exemple, le fluage sous température constante est différent s’il provient de spécimens chauffés avant chargement ou de spécimens chargés avant le chauffage. Le tableau 13.3 présente les conditions à respecter pour la mesure de certaines caractéristiques sensibles au chargement mécanique ; – certaines propriétés sont déterminées à chaud ou à température ambiante après chauffage et refroidissement (ces derniers sont désignés comme propriétés résiduelles). Dans les deux cas les résultats ne sont pas identiques ; – les variations d’humidité durant l’essai influencent le comportement du matériau. Les recommandations Rilem ont sélectionné deux conditions aux limites représentant les cas extrêmes rencontrés dans les structures : béton libre de sécher et béton confiné par une barrière étanche (cas des parois très épaisses). Pour obtenir des résultats reproductibles, il est conseillé de bien contrôler la cure du béton et l’état d’humidité initial. Tableau 13.3 : procédures d’essais recommandées et régime thermique correspondant selon les recommandations de la Rilem. Régimes de chauffage

Commentaires

Température constante

Régime transitoire

Relation contraintedéformation

–

–

Résistance en compression

–

–

Résistance en traction

–

–

Module d’élasticité

–

–

Retrait thermique

Déformation thermique

Variation de déformation sans charge externe

Fluage

Fluage transitoire

Variation de déformation, sous contrainte constante

Relaxation

Contrainte à déformation maintenue

Variation de contrainte, sous déformation maintenue constante

5.2.2. Recommandations du CEN TC 127 Le CEN TC 127 est un comité technique horizontal dont le travail consiste à développer des méthodes générales d’essais relatives au feu qui sont ensuite référencées par d’autres comités techniques du CEN responsables de la normalisation de produits de construction qui requièrent des performances particulières vis-à-vis du feu. Outre les essais spécifiques à des éléments du type poutres, planchers, murs… le CEN TC 127 a également été chargé d’établir des recommandations générales sur les essais de résistance au feu mais aussi sur les fours d’essais eux-mêmes.

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La liste suivante récapitule de façon non exhaustive des recommandations et normes réalisées au sein de ce groupe et touchant plus particulièrement les structures en béton. CEN/TS 13381-1 (2005) – Test methods for determining the contribution to the fire resistance of structural members. Part 1: “Horizontal protective membranes n° 89/106/EEC”. CEN/TS 1511 (2005) – Guidance on direct and extended application. EN 13501-(2007) – Fire classification of construction products and building elements. Part 2: Classification using data from fire resistance tests, excluding ventilation services. EN 13501-5 (2005) – Fire classification of construction products and building elements. Part 5: “Classification using data from external fire exposure to roofs tests N° 89/106/EEC”. EN 1363-1 (1999) – Fire resistance tests. Part 1: “General requirements n° 89/ 106/EEC”. EN 1363-2 (1999) – Fire resistance tests. Part 2: “Alternative and additional procedures n° 89/106/EE”. EN 1364-1 (1999) – Fire resistance tests for non-loadbearing elements. Part 1: “Walls n° 89/106/EEC”. EN 1364-2 (1999) – Fire resistance tests for non-loadbearing elements. Part 2: “Ceilings n° 89/106/EEC”. EN 1365-1 (1999) – Fire resistance tests for loadbearing elements. Part 1: “Walls n° 89/106/EEC”. EN 1365-2 (1999) – Fire resistance tests for loadbearing elements. Part 2: “Floors and roofs n° 89/106/EEC”. EN 1365-3 (1999) – Fire resistance tests for loadbearing elements. Part 3: “Beams n° 89/106/EEC”. EN 1365-4 (1999) – Fire resistance tests for loadbearing elements. Part 4: “Columns n° 89/106/EEC”. EN 1365-5 (2004) – Fire resistance tests for loadbearing elements. Part 5: “Balconies and walkways n° 89/106/EEC”. EN 1365-6 (2004) – Fire resistance tests for loadbearing elements. Part 6: “Stairs n° 89/106/EEC”. ENV 13381-3 (2002) – Test methods for determining the contribution to the fire resistance of structural members. Part 3: “Applied protection to concrete members n° 89/106/EEC”. ENV 1363-3 (1998) – Fire resistance tests. Part 3: “Verification of furnace performance”.

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Les projets de normes suivants sont en cours d’élaboration au moment de l’édition de ce livre (début 2008) : prEN 15080-8 – Extended application of results from fire resistance tests. Part 8: “Beams n° 89/106/EEC”. Under Approval 2008-04. prEN 15254-2 – Extended application of results from fire resistance tests - Nonloadbearing walls. Part 2: “Masonry and Gypsum Blocks n° 89/106/EEC”. Under Approval 2008-06. prEN 15080-12 – Extended application of results from fire resistance tests. Part 12: “Loadbearing Masonry Walls n° 89/106/EEC”. Under Approval 200904. prEN 15080-13 – Extended application of results from fire resistance tests. Part 13: “Load bearing columns n° 89/106/EEC”. Under Development 201001. prEN 15725 – Extended application reports on the fire performance of construction products and building elements. Under Approval 2009-10.

5.2.3. Normes ISO Les normes d’essais sont notamment élaborées au sein du sous-comité 2 Fire containment du comité technique 92 Fire Safety.Une liste non exhaustive des normes pouvant être utilisées dans le cadre d’ouvrages béton est donnée ci-après : ISO 834-1 (1999) – Essai de résistance au feu - Éléments de construction. Partie 1 : « Exigences générales ». ISO 834-4 (2000) – Essais de résistance au feu - Éléments de construction. Partie 4 : « Exigences spécifiques relatives aux éléments porteurs verticaux de séparation » ; Partie 6 : « Exigences spécifiques relatives aux poutres » ; Partie 7 : « Exigences spécifiques relatives aux poteaux ». ISO/TR 10158 (1991) – Principes et analyse servant de base aux méthodes de calcul portant sur la résistance au feu des éléments structuraux. ISO/TR 12470 (1998) – Essais de résistance au feu - Recommandations pour l’application et l’extrapolation des résultats. ISO/TR 15655 (2003) – Résistance au feu - Essais des propriétés thermophysiques et mécaniques des matériaux aux températures élevées pour la conception de l’ingénierie contre l’incendie. ISO/CD TR 15658 – Essais de résistance au feu - Guide pour la conception et la conduite d’essais et de simulations à large échelle non basés sur les fours. ISO/TR 22898 (2006) – Examen des résultats des essais d’endiguement du feu pour les bâtiments, dans le contexte de l’ingénierie de sécurité.

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6. CONCLUSION La très longue durée de vie des ouvrages en béton impose de ne pas négliger l’occurrence d’un incendie. La longue antériorité historique du matériau béton témoigne de son très bon comportement face à des incendies. Toutefois, certains incidents récents, conjugués au caractère de plus en plus protéiforme des types de béton justifient la validation scientifique de la tenue au feu des bétons. L’utilisation de formulations nouvelles de bétons dans les structures a nécessité une analyse plus détaillée des performances des bétons face aux incendies. Le présent chapitre illustre tout d’abord la nature des dégradations constatées sur le béton en présence d’incendie, ainsi que les phénomènes qui sont à l’origine de ces dégradations. Ces phénomènes, la plupart du temps irréversibles, sont d’autant plus complexes qu’ils se déroulent progressivement et mettent en jeux différentes transformations physico-chimiques. Les recherches permettent de mieux comprendre l’influence des différents constituants du béton. Notamment, une étude française de référence, intitulée « étude feu-béton » menée en partenariat avec l’ensemble des intervenants concernés a conduit aux principales conclusions suivantes : – sur les résistances, il apparaît que toutes les formules testées sont bien en cohérence avec les valeurs retenues dans la norme NF EN 1992-1-2 et que l’évolution des performances mécaniques avec la température est similaire pour tous les granulats utilisés et pour tous les types de béton étudiés. De plus, les résistances à la compression des bétons à très hautes performances contenant des fibres de polypropylène sont supérieures à celles données par la norme NF EN 1992-1-2 pour la classe 3 ; – sur l’écaillage, les effets bénéfiques des entraîneurs d’air et encore plus des fibres de polypropylène (à un dosage de 2 kg/m3) ont été mis en évidence. Concepteurs et constructeurs disposent d’une palette de solutions techniques leur permettant d’optimiser leurs structures en conformité avec les normes et règlements en vigueur.

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CHAPITRE 14

La durabilité des bétons d’aluminates de calcium H. FRYDA, F. SAUCIER, S. LAMBERET, K. SCRIVENER, D. GUINOT

Résumé Les ciments d’aluminates de calcium offrent de bonnes solutions pour réaliser des bétons résistant à des conditions extrêmes. C’est le cas des abrasions fortes, des corrosions acides, bactériennes ou par l’eau de mer, des températures élevées et cycles thermiques et hydriques importants, de l’action du gel-dégel, ou encore de combinaisons de ces agressions. La bonne résistance de ces ciments aux agressions chimiques est surtout liée à leur faible basicité, leur hydratation ne libérant pas de portlandite, ainsi qu’à la formation d’alumine hydratée stable jusqu’à des pH relativement acides (3 à 4). Ces ciments permettent aussi une mise en service extrêmement rapide des ouvrages, grâce à une hydratation particulière dont le mécanisme est aujourd’hui bien compris et bien documenté. Le mode d’emploi de ces ciments est très proche de celui des ciments Portland et, moyennant quelques précautions particulières, permet de résoudre de nombreux problèmes spécifiques de durabilité. La principale précaution est de prendre en compte le phénomène de conversion en modérant le dosage en eau (usuellement E/C ≤ 0,40) tout en vérifiant que les propriétés du matériau après conversion (notamment la résistance mécanique) satisfont les exigences de durabilité de l’ouvrage. La norme européenne EN 14647 couvre les ciments d’aluminates de calcium destinés à la fabrication de bétons pour la construction.

Mots-clés ABRASION, ACIDE, ADJUVANT, ALUMINATE DE CALCIUM, ALUMINEUX, BASE, CIMENT, CONVERSION, CORROSION, CYCLE THERMIQUE, EAU DE MER, EAU PURE, ÉROSION, GRANULAT, SEL.

767


1. INTRODUCTION 1.1. L’apport des ciments d’aluminates de calcium, compléments du ciment Portland Aujourd’hui, les principales applications des ciments d’aluminates de calcium (CAC) sont les bétons réfractaires, la formulation de mortiers prêts à l’emploi ainsi que l’accélération du ciment Portland pour les petits travaux de scellement. En parallèle, les bétons à base de ciment d’aluminates de calcium continuent à être utilisés dans une large gamme d’applications spéciales où leur rapidité de durcissement et de séchage ainsi que leur durabilité sont jugées supérieures à celles du béton de ciment Portland. À titre d’exemple, on mentionnera les réparations rapides, les sols péri-réfractaires et d’industries chimiques, la protection des réseaux d’égouts, ou encore le renforcement des zones soumises à des abrasions intenses dans les ouvrages hydrauliques ou les mines. L’étude de la durabilité de ces bétons nécessite : – d’une part, de bien connaître les spécificités de la chimie des ciments alumineux afin de comprendre leur comportement face aux différents environnements agressifs ; – d’autre part, parce qu’on utilise souvent ces bétons comme protection dans des environnements sévères, voire extrêmes, de faire appel à des méthodes spéciales pour la caractérisation de leur durabilité.

1.2. Un ciment inventé pour améliorer la résistance aux sulfates L’invention des ciments alumineux, au début du XXe siècle, s’explique par la volonté d’améliorer la durabilité des ouvrages exposés aux sols chargés en sulfates. Il était, en effet, déjà établi que la faible résistance des mortiers et bétons de ciment Portland aux milieux agressifs acides s’expliquait en grande partie par le caractère très basique de ce ciment et de ses hydrates (voir chapitres 2 et 12). On peut considérer que les ciments résultent en général de la combinaison d’une base, la chaux, et d’oxydes acides ou amphotères comme la silice, l’alumine ou les oxydes de fer. Il est ainsi possible d’évaluer le caractère basique d’un ciment par le rapport pondéral oxydes acides/oxydes basiques, ou [(SiO2)+ (AI2O3) + (Fe2O3)]/[(CaO) + (MgO)]. Ce rapport est nettement inférieur à 1 dans les ciments Portland dont l’hydratation conduit à la libération d’un excès de chaux hydratée Ca(OH)2 ou portlandite, susceptible d’être directement attaquée par les acides. En 1847, Vicat émet l’idée qu’un ciment dans lequel le rapport « oxydes acides »/« oxydes basiques » serait supérieur à 1, résisterait à l’action des sulfates. Au début du XXe siècle, Bied, di-

768

La durabilité des bétons d’aluminates de calcium

recteur du laboratoire de la Société Pavin de Lafarge, reprend cette idée et aboutit en 1908 à un premier ciment alumineux obtenu par fusion d’un mélange de bauxite et de calcaire, commercialisé sous le nom Ciment Fondu®1. Ce ciment possède ainsi une basicité plus faible que le ciment Portland. Le constituant principal, l’aluminate monocalcique CaO.Al2O3 (CA en notation cimentière) ayant un rapport pondéral oxydes acides/oxydes basiques supérieur à 1, l’hydratation ne conduit pas à la libération de portlandite. L’utilisation du ciment alumineux a bien confirmé sa bonne résistance aux sulfates, ainsi qu’aux solutions acides. De plus, ce ciment possède : – une grande vitesse d’acquisition des résistances mécaniques ; – une bonne aptitude au bétonnage par temps froid ; – un caractère réfractaire jusqu’à 1100 °C environ ; – une bonne résistance à l’abrasion. Le constituant principal des CAC est l’aluminate monocalcique CaO.Al2O3 (CA en notation cimentière). Ces ciments ayant un rapport pondéral oxydes acides/ oxydes basiques supérieur à 1, l’hydratation ne conduit pas à la libération de portlandite.

On découvrit par la suite que l’augmentation de la teneur en alumine, jusqu’à 80 %, permet d’augmenter sensiblement le caractère réfractaire. Il est ainsi possible de réaliser des bétons résistant jusqu’à 2000 °C en utilisant des granulats d’alumine tabulaires.

1.3. Deux procédés industriels pour couvrir une très large plage de compositions Le premier ciment alumineux, qui contenait environ 40 % d’alumine, était produit par fusion complète des matières premières, d’où le dépôt de l’appellation « Ciment Fondu ». Pour améliorer le caractère réfractaire, on augmente la teneur en alumine mais au-delà d’environ 55 % d’alumine il devient nécessaire d’utiliser une cuisson par frittage dans un four rotatif, où la fusion n’est plus que partielle. Le procédé de fusion se fait généralement dans un four réverbère. La bauxite et le calcaire sont alimentés sous forme de blocs dans la section verticale du four et descendent graduellement vers le « laboratoire » où la fusion complète, autour de 1400 °C, permet un très bon mélange des espèces minérales. Ce « bain » homogène est extrait et refroidi pour obtenir le clinker, qui sera ensuite broyé pour obtenir le ciment. La minéralogie du ciment découle directement de la composition

1. Ciment Fondu® est une marque déposée de Kerneos.

769


chimique globale des matières premières. La fusion peut aussi se faire dans un four électrique à arc mais le rendement thermique est moindre. Le procédé de frittage est pratiquement identique à celui utilisé pour le ciment Portland, si ce n’est la taille réduite du four rotatif. Les matières premières, alumine et calcaire, sont broyées et homogénéisées avant d’être introduites et chauffées dans le four. La température requise pour la fusion partielle augmente avec la teneur en alumine, jusqu’à 1600 °C pour un ciment à 70 % d’alumine. A la sortie du four, le ciment est refroidi puis broyé. Il est d’usage aujourd’hui de distinguer les ciments d’aluminates de calcium par leur teneur en alumine et cette terminologie sera utilisée par la suite. Il est cependant important de noter que cette terminologie ne présume pas du rôle du pourcentage d’alumine sur les propriétés. C’est plutôt la minéralogie et la finesse qui sont les caractéristiques déterminantes pour l’hydratation et la durabilité. Le tableau 14.1 et la figure 14.1 illustrent la vaste plage de compositions chimique et minéralogique couverte par les différents ciments d’aluminates de calcium commercialisés aujourd’hui. Une plage de composition pour les ciments Portland est également donnée en référence pour illustrer les principales différences. Pour la confection des bétons utilisés dans le monde de la construction, on utilise essentiellement du ciment alumineux à 40 % d’alumine, comme par exemple « Ciment Fondu ». Tableau 14.1 : exemple de composition chimique. Al2O3

CaO

SiO2

Fe2O3

SO3

Exemples de ciments alumineux 40 %

38 %

3%

16 %

< 0,5 %

50 %

38 %

3%

2%

< 0,5 %

70 %

29 %

0,30 %

0,20 %

< 0,5 %

80 %

19 %

70 °C

+ SiO2

C2AH8

Conversion

CA CA Chaud

Température durant l'hydratation


+4H E/C* = 0,32

+ 5,7 H E/C* = 0,45

93 cm

3

Hydrates stables

[0,5C2ASH8 + 0,5AH3]

140 cm3

Réactions de conversion 3CAH10 C3AH6 + 2AH3 + 18H 3C2AH8

C3AH6

[0,33C3AH6 + 0,66AH3]

2C3AH6 + AH3 + 9H

L'eau libérée lors de la conversion est consommée par l'anhydre résiduel.

Figure 14.4 : les différents assemblages d’hydrates et le phénomène de conversion. La conversion entraîne une réduction du volume occupé par les hydrates. E/C* = rapport eau / ciment pour une hydratation totale en considérant un ciment alumineux contenant 70 % de la phase CA (le reste étant considéré comme inerte). Les volumes indiqués sont ceux occupés par les hydrates issus des réactions considérées.

Tableau 14.2 : densité et masse molaire des aluminates de calcium. CA

CAH10

C2AH8

C3AH6

AH3*

C2ASH8

H

158

338

358

378

65

418

18

Volume molaire (cm /mol)

53

197

183

150

156

216

18

Densité

2,98

1,72

1,95

2,52

2,4

1,94

1

Masse molaire (g/mol) 3

* Il s’agit ici des valeurs correspondant à la forme cristallisée gibbsite.

La principale conséquence pratique de ces transformations est une réduction de la résistance mécanique lors de la conversion. C’est pourquoi, seule la résistance mécanique après conversion doit être prise en compte lors de la conception des ouvrages. La chute de résistance mécanique est due à l’augmentation de la porosité du matériau et non à la différence de résistance intrinsèque des hydrates eux-mêmes. En effet, à porosité égale, la résistance mécanique est supérieure avec les hydrates stables. Le niveau de résistance mécanique obtenu avec les ciments alumineux dé-

776


pend donc, comme pour le ciment Portland, du rapport E/C, mais également de l’état de conversion du système (figure 14.5). La principale conséquence pratique de la conversion est une réduction de la résistance mécanique due à l’augmentation de la porosité du matériau et non à la différence de résistance intrinsèque des hydrates eux-mêmes. Seule la résistance mécanique après conversion doit être prise en compte lors de la conception des ouvrages.

Résistance à la compression sur cubes (MPa)

100 [GEO 90] - Avant conversion [GEO 90] - Après conversion [NEV 81] - Avant conversion [NEV 81] - Après conversion [ROB 82] - Avant conversion [ROB 82] - Après conversion [COL 88] - Avant conversion [COL 88] - Après conversion

90 80 70 60 50 40 30 20 10 0 0,25

0,35

0,45

0,55

0,65

0,75

0,85

Eau totale/ciment

Figure 14.5 : résistance mécanique en compression d’un béton de ciment alumineux en fonction du rapport E/C [GEO 90, NEV 81, ROB 62, COL 85]. Comme pour tout liant hydraulique, la résistance diminue lorsque le rapport E/C augmente. Dans le cas des CAC, les résistances avant et après conversion n’évoluent pas de la même façon avec le rapport E/C. Seule la résistance mécanique après conversion doit être retenue pour le calcul des ouvrages.

D’un point de vue cinétique, la vitesse de conversion dépend essentiellement de la température et de l’humidité. La conversion peut avoir lieu durant les premières heures de durcissement pour un béton dont l’auto-échauffement conduit à une température interne suffisamment élevée (voir exemples sur la figure 14.18), comme elle peut prendre plusieurs années pour un béton à faible échauffement qui restera dans une ambiance tempérée et sèche. Il est donc difficile de prévoir a priori l’échéance de conversion. Le praticien retiendra donc que la conception d’un ouvrage utilisant un béton de CAC doit prendre en compte une valeur de résistance après conversion. La détermination de cette résistance est possible au laboratoire en quelques jours en accélérant la conversion par immersion du béton dans de l’eau chaude (40 à 50 °C).

777


Résistance à la compression sur cube (MPa)

La figure 14.6 présentant l’évolution des résistances mécaniques en fonction de l’âge du béton pour différentes températures de cure, illustre ces propos. 100 90

30 °C

80 70 60

38 °C 50 °C

50 40 30

30 °C 38 °C 50 °C 80 °C

80 °C

20 10 0 0,001

0,01

0,1

1

10

100

1 000

Âge (jours)

Figure 14.6 : évolution de la résistance en compression d’un béton de Ciment Fondu à rapport E/C = 0,40 selon la température de cure (cure isotherme sous eau, immersion avant la prise). Ces données, obtenues en condition isotherme, montrent que la conversion est d’autant plus rapide que la température de cure est élevée. C’est cette accélération du phénomène par la température qui est utilisée pour évaluer en laboratoire la résistance mécanique après conversion. Le même effet de la température existe dans les ouvrages par le biais de l’autoéchauffement : selon l’histoire thermique le degré de conversion sera plus ou moins avancé. Par exemple dans un ouvrage où la température d’autoéchauffement dépasse les 70 °C la conversion sera pratiquement achevée à la mise en service.

La conversion n’est pas associée à un retrait macroscopique du matériau : elle n’engendre ni contrainte interne ni fissuration. Certes, le bilan volumique global de la transformation des hydrates correspond bien à une réduction du volume occupé par les hydrates. Mais cette transformation opère en réalité suivant un processus de dissolution/précipitation avec reconstruction de la microstructure au niveau local. En réalité, la conversion conduit plutôt à une réduction du retrait par augmentation de la taille des pores et libération d’eau libre.

De façon à conserver un niveau de résistance correct après conversion, il a été historiquement recommandé de limiter le rapport E/C à 0,40 pour la confection des bétons de CAC. Cette limite permet de conserver une réserve de ciment anhydre puisque le rapport E/C au dessus duquel il ne reste plus d’anhydre avant conversion se situe vers 0,44 (figure 14.4, hydratation en C2AH8 + AH3). Les hydrates stables contenant moins d’eau que les hydrates métastables, la conversion entraîne la libération d’eau. Cette eau permet une hydratation de la réserve d’anhydres, compensant ainsi la création de porosité liée à la conversion et réduisant l’impact de celle-ci. Une fois la conversion entamée, les anhydres réagissant avec l’eau li-

778


bérée forment directement les hydrates cubiques puisqu’il s’agit de la forme thermodynamiquement stable et que l’étape de nucléation a désormais été franchie.

2.3. Un bilan volumique plus favorable en présence de silice réactive En présence de silice soluble, un autre hydrate stable est susceptible de se former: la géhlénite hydratée ou strätlingite C2ASH8. Tout comme C3AH6, la nucléation de ce composé est relativement difficile, si bien que les premiers hydrates qui se forment sont toujours les hydrates métastables. En revanche, sa densité étant plus faible que celle de C3AH6, sa formation réduit considérablement l’impact de la conversion sur la porosité. Les ciments alumineux contiennent assez peu de silice (~ 5 %), mais l’ajout de laitier, de fumée de silice ou d’autres sources de silice réactive est susceptible de conduire à la formation de cette phase.

2.4. De nombreuses interactions possibles Les aluminates de calcium peuvent conduire à différents types d’hydrates par interaction avec d’autres composants. Il existe une famille d’hydrates souvent nommée famille des phases AFm dans le langage de la chimie des ciments. Il s’agit de phases dont le réseau cristallin est caractérisé par l’empilement de feuillets composés de calcium et d’aluminium, et d’espaces interfeuillets pouvant accueillir un grand nombre d’anions minéraux tels que les sulfates, les phosphates, les nitrates, les chlorures, les carbonates, mais aussi des molécules organiques. Par exemple, dans le cas des sulfates, il s’agit de la phase monosulfoaluminate de calcium: 3CaO.Al2O3.CaSO4.12H2O. Dans le cas spécifique des sulfates, il peut également se former des phases AFt telle que l’ettringite 3CaO.Al2O3.3CaSO4.32H2O dont la structure cristalline est différente de celle de la famille des AFm (voir le chapitre 2). Ces interactions sont très souvent exploitées dans le domaine des mortiers prêts à l’emploi où l’hydratation combinée des ciments alumineux avec d’autres liants tels le ciment Portland ou le plâtre permet l’obtention de propriétés spécifiques telles qu’une prise, un durcissement et un séchage rapides, ou encore la compensation du retrait. Une autre exploitation possible de ces interactions est le traitement de déchets où ces mélanges de liants permettent un piégeage chimique des composés nocifs par les phases AFt ou AFm [AUE 95]. Un autre type d’interaction possible est la réaction du ciment alumineux avec des silices réactives qui peut, sous certaines conditions, conduire à la formation de phases de type zéolite. Ces phases se caractérisent par un squelette aluminosilicate en trois dimensions avec l’existence de canaux pouvant accueillir différents ca-

779


tions. Ainsi, il a été montré que ce type de phase pouvait piéger très efficacement le césium [FRY 95, BAG 98] aussi bien à froid qu’après un traitement thermique de céramisation, alors que cet élément est réputé non piégeable par les hydrates de ciment Portland. D’autres propriétés comme la résistance aux acides ou la capacité à durcir en présence de certains déchets font du ciment alumineux une alternative envisageable pour l’industrie de traitements des déchets.

2.5. Structure poreuse des ciments d’aluminates de calcium hydratés Comme pour tout liant hydraulique, la porosité d’une pâte de CAC dépend du rapport eau/ciment. Mais dans le cas des CAC, elle dépend également fortement de l’assemblage des hydrates en présence. La figure 14.7 illustre la relation entre porosité et rapport E/C, selon le type de cure et d’hydrates formés. Elle montre l’accroissement de porosité entre l’état « non converti » et l’état « converti », accroissement responsable de la diminution de résistance mécanique. On voit bien sur cette figure qu’il n’est pas possible de prévoir les propriétés du matériau converti uniquement à partir de celles du matériau non converti, et ce pour deux raisons : – l’accroissement de porosité dépend du rapport E/C. Par exemple, lors de la transformation de CAH10 en [C3AH6 + AH3], la porosité passe de 10 % à 20 % pour le rapport E/C = 0,30, soit un doublement ; elle passe de 11 % à 30 % pour le rapport E/C = 0,40, soit un triplement. Les accroissements différents de porosité en fonction du rapport E/C sont dus aux différences de rapport E/C critiques entre ces deux assemblages d’hydrates ; – il existe deux états non convertis : CAH10 ou [C2AH8 + AH3] dont les porosités sont respectivement de 15 % et de 23 % à rapport E/C = 0,50, alors que la porosité est d’environ 40 % à l’état converti. On ne peut donc appliquer un facteur correctif unique qui permettrait de prévoir l’état après conversion en partant de l’état avant conversion. Finalement, comme on le voit à la figure 14.7, la relation porosité-rapport E/C d’un CAC encadre celle d’un ciment Portland selon l’état d’hydratation ; à même rapport E/C, la porosité d’un CAC est plus faible avant conversion et plus élevée après.

780

( )


50 % 45 % 40 % 35 %

Calcul théorique hydratation en C3AH6 + AH3 7 j 70 °C [COT 70] 7 j 70 °C [CAP 94] Calcul théorique hydratation en C2AH8 + AH3 Calcul théorique hydratation en CAH10 7 j 10 °C [COT 70] 7 j 10 °C [CAP 94] Ciment Portland [TAY 91]

p

30 % 25 % 20 % 15 % 10 % 5% 0,2

0,25

0,3

0,35

0,4

0,45

0,5

0,55

0,6

0,65

Eau/ciment

Figure 14.7 : porosité mesurée sur pâte de ciment [COT 70, CAP 94, TAY 91]. Les courbes correspondent à un calcul théorique (données du tableau 14.2) en considérant que le ciment contienne 70 % de phase CA estimée être la seule phase réactive. Lorsque le rapport E/C est inférieur au rapport E/C critique, le degré d’hydratation de la phase CA est arrêté à la valeur qui correspond à la consommation totale de l’eau libre ; au-dessus il est égal à 100 % (suffisamment d’eau pour hydrater tout le CA). 7j à 10 °C → hydratation en CAH10 / 7j à 70 °C → hydratation en C3AH6+AH3.

La figure 14.8 illustre l’effet de la conversion sur la taille des pores pour un rapport E/C = 0,40. Une hydratation à 20 °C conduit à la formation de CAH10. Avec un rapport E/C = 0,40, bien inférieur au rapport E/C critique pour cet hydrate, l’essentiel des vides a été comblé par les hydrates, et la porosité capillaire correspondant aux pores entre 100 et 1000 nm (0,1 à 1 µm), est très faible. Une cure à 50 °C conduit à la formation de C3AH6 + AH3. Le rapport E/C de 0,4 étant supérieur au rapport E/C critique de ces hydrates, il y a création d’une porosité capillaire. Celle-ci devient majoritaire car la porosité intrinsèque des hydrates de CAC convertis est très faible (hydrates très denses).

781


0,12

Converti 24 h 50 °C

Volume (cm3/g)

0,1

Non converti 24 h 20 °C

0,08 0,06 0,04 0,02 0

1

10

100

1 000

10 000

Taille des pores (nm)

Figure 14.8 : répartition de la taille des pores d’une pâte de Ciment Fondu gâchée avec un rapport E/C = 0,40. Mesures au porosimètre à mercure. La conversion entraîne non seulement une augmentation de la porosité, mais également une augmentation importante de la taille des pores.

Indépendamment de la porosité, la perméabilité est évidemment une grandeur clé vis-à-vis de la durabilité. Le tableau 14.3 présente des valeurs de perméabilité à l’oxygène de bétons de CAC. Pour les deux premières références, les données ont été obtenues à partir d’éprouvettes de bétons réalisées en laboratoire. Dans les autres cas, elles sont issues de mesures effectuées sur des carottes prélevées sur des ouvrages anciens, de 28 à 70 ans d’âge, ce qui explique les rapports E/C relativement élevés utilisés à l’époque. La perméabilité est très variable, de 1 à 3000.10–18 m2, reflétant la large plage des rapports E/C (de 0,32 à 0,70). Les observations réalisées sur ces ouvrages ont permis de mettre en évidence sur la plupart de ceux-ci, l’existence d’un gradient de perméabilité entre le cœur et la peau (les 50 premiers mm), cette dernière étant moins perméable. Deux explications sont proposées: • il était d’usage à l’époque d’arroser les surfaces des bétons de CAC en guise de cure. L’autoéchauffement des bétons de CAC étant important du fait de l’hydratation rapide, le cœur d’un ouvrage relativement massif (épaisseur > 50 cm) peut atteindre 70 à 80 °C durant les premières 24 heures, l’hydratation conduisant alors directement à une conversion totale. Le refroidissement de la surface conserve une peau non convertie ou partiellement convertie, avec une porosité et une perméabilité plus faible qu’au cœur du matériau. Ce gradient d’hydratation a été observé par analyse microstructurale de certaines carottes. C’est probablement cet effet que l’on peut constater en comparant les résultats du cas 7 de l’étude BRE 1998 : l’aspersion par de l’eau froide de la surface du béton conduit

782


à un gradient de perméabilité d’un facteur 10 entre le cœur et la peau, ce qui n’est pas le cas en l’absence de refroidissement; • le gradient de perméabilité est beaucoup plus fort dans certains bétons conservés en environnement marin : une différence d’un facteur 100 est par exemple observée pour les cas 4 et 5 de l’étude [BRE 98]. Une analyse microstructurale de ces bétons a montré que la peau contenait des ions chlorure avec formation de monochloroaluminate 3CaO.Al2O3.CaCl2.10H2O (sel de Friedel), et de sulfates, mais que le cœur en était pratiquement exempt. A l’instar du comblement de la porosité par carbonatation, il est possible que la formation de cette phase résultant de l’interaction entre les ions chlorure de l’eau de mer et les aluminates de calcium hydratés conduise à une réduction de la porosité rendant la peau du béton pratiquement étanche. Tableau 14.3 : quelques données de perméabilité. Eau/CAC

Résistance en compression (MPa)

[LER 04]

Béton Alag®(a), conversion 1 complète en laboratoire semaine par immersion à 70 °C 24h

0,36

56 (cylindres élancement 2)

[DUN 05]

Béton de Ciment Fondu coulé au laboratoire

0,37

Source

Origine de l’échantillon de béton

Âge

Perméabilité O2 (10–18 m2) 84 converti 16 non converti 47 converti

Carottes sur pilier [BRE 98], cas 1 de fondation de château d’eau

40 ans

~ 0,55

Carottes sur pilier dans la Tamise

60 ans

0,65

[BRE 98], cas 5 Carottes dans quai Halifax

65 ans

0,7

29

60 en surface 2600 à cœur

Carottes sur pont [BRE 98], cas 6 de Frangey, béton précontraint

30 ans

0,32

54

1à3

[BRE 98], cas 4

17 à 39

1 en surface 10 à coeur 10 en surface 3000 à cœur

[BRE 98], cas 7

Carottes sur poutres avec démoulage à 24 h

28 ans

0,46

41 (sur cube)

70 à 140 pas de différence surface / cœur

[BRE 98], cas 7

Carottes sur poutres de l’usine LCA, projection d’eau froide en surface dès 5 h

28 ans

0,56

19 (sur cube)

30 en surface 250 à cœur

Carottes pile de pont Montrose bridge

70 ans

~ 0,50

[BRE 05]

24 à 28 (sur cube) 3 en surface (0-50 mm) (60 à 70 lors de la 46 à cœur (300-350 mm) construction)

(a) Alag® est une marque déposée de Kerneos.

783


2.6. Des hydrates plus résistants aux acides La durabilité des ciments alumineux dans les milieux de pH acide est, d’une manière générale, supérieure à celle des ciments Portland. Cela s’explique par la stabilité de l’alumine hydratée AH3 jusqu’à des pH de 3,5 environ (figure 14.9) : cette phase n’est dissoute que lorsque le pH interne du ciment descend en dessous de cette valeur. Cette propriété confère au ciment alumineux un bon comportement dans des environnements agressifs tels que ceux rencontrés dans les domaines de l’assainissement ou des effluents industriels [ROB 62, MAT 87, DUM 89]. La résistance aux acides a cependant ses limites puisqu’il y a dissolution aux pH inférieurs à 3,5. Il s’agit surtout ici de préciser dans quelles conditions cette résistance se manifeste de manière significative ou non. Des études de laboratoire ont permis de préciser ces conditions et de définir un modèle explicatif de la corrosion acide [BAY 90].

Concentration Al (mol/l)

Les hydrates de CAC contenant du calcium se dissolvent dès que le pH descend en dessous de 11. Mais l’alumine issue de cette dissolution peut précipiter tant que le pH interne reste supérieur à 3,5, obstruer la porosité et ainsi ralentir l’attaque de l’acide (figure 14.11). Bien que l’alumine hydratée soit clairement observée par microscopie électronique, cette phase est souvent non détectée par diffraction des rayons X ce qui suggère une organisation sous forme de gel ou de micro cristallites.

7 . 10– 3

Précipitation Al(OH)3

10– 3 4

8

10

pH

Figure 14.9 : courbe de solubilité de l’alumine hydratée AH3 en fonction du pH. C’est la stabilité de l’hydrate AH3 jusqu’à pH 3 à 4 qui explique principalement la capacité du ciment d’aluminates de calcium à résister aux attaques acides.

La durabilité des ciments alumineux dans les milieux de pH acide est, d’une manière générale, supérieure à celle des ciments Portland. Cela s’explique par la stabilité de l’alumine hydratée AH3 jusqu’à des pH de 3 à 4. Cette propriété confère au ciment alumineux un bon comportement dans des environnements agressifs tels que ceux rencontrés dans les domaines de l’assainissement ou des effluents industriels.

784


Leur capacité de neutralisation est un autre facteur important de la résistance des CAC en milieu acide. Cette capacité est représentée par la quantité d’acide nécessaire pour dissoudre une quantité donnée de ciment. Le calcul se fait à partir de la composition chimique du matériau cimentaire : 2 moles d’ions H+ sont nécessaires pour neutraliser chaque mole de calcium et 3 pour l’alumine. La silice ne contribue pas à la capacité de neutralisation. De plus amples détails sur le calcul sont présentés dans [ESP 96]. Contrairement au ciment Portland, la neutralisation par le CAC se fait en deux étapes (figure 14.10) : – la première à pH > 3,5, où les hydrates alumino-calciques sont dissous et où AH3 précipite ; – la seconde à pH < 3,5, où le gel d’alumine est attaqué et participe à la capacité de neutralisation du matériau. 14 Ciment Portland

12

pH

10 8 6

Ciment alumineux

4 2 0

0

10

20

30

40

50

Capacité de neutralisation (mg/g)

Figure 14.10 : évolution du pH lors de la neutralisation d’une pâte de ciment Portland ou de ciment alumineux par un acide. La chute du pH est due à la dissolution des hydrates par l’acide. La courbe du CAC rend compte d’une dissolution en deux temps. Dans un premier temps il y a dissolution des aluminates de calcium hydratés. Mais la stabilité de l’alumine hydratée AH3 à pH > 3,5 impose un palier de pH jusqu’à dissolution complète de cet hydrate.

785


Pâte de ciment Portland

Zone poreuse décalcifiée

Pâte de ciment alumineux

Acide

13

Zone de précipitation du gel d'alumine

Acide

12 Ca

Ca

3,5 ~ 3,5 Al Acide Gel d'alumine Acide Acide pH

pH pH

Figure 14.11 : illustration de l’attaque par un acide, cas du ciment Portland comparé au ciment alumineux. Cas du ciment Portland : la pénétration de l’acide entraîne la dissolution de la chaux hydratée et des C-S-H. La lixiviation du calcium conduit à un gradient de pH entre la surface et le cœur du matériau.

Cas du ciment alumineux : la différence provient du fait que l’alumine hydratée reste stable jusqu’à pH 3,5. La formation d’un gel d’alumine permet une stabilisation du pH à 3,5 et un bouchage de la porosité, ce qui ralentit l’attaque de l’acide.

Lorsque le pH est inférieur à 3, tous les hydrates se dissolvent. Des expériences ont montré que la conversion conduit à une plus grande résistance aux acides. Ceci a été mis en évidence par les expériences suivantes : les pertes de masse ont été mesurées sur des prismes de pâte pure de ciment alumineux gâchés avec un rapport E/C = 0,235, puis immergées dans des solutions acides à pH < 3 renouvelées deux fois par jour. Les résultats montrent que la résistance du ciment alumineux s’améliore généralement s’il est préalablement converti en hydrates stables par un traitement thermique à 50 °C, bien que cette transformation s’accompagne d’une augmentation de la porosité, qui passe de 2 % à 15 % environ. Ce résultat est clairement dû à la haute stabilité thermodynamique de C3AH6. Des expériences ont montré que la conversion conduit à une plus grande résistance aux acides. La résistance s’améliore généralement s’il est préalablement converti en hydrates stables par un traitement thermique à 50 °C, bien que cette transformation s’accompagne d’une augmentation de la porosité, qui passe de 2 % à 15 % environ. Ce résultat est clairement dû à la haute stabilité thermodynamique de C3AH6.

786


La valeur du pH, facile à mesurer, est très souvent utilisée pour caractériser la concentration d’une solution acide. Sur un plan pratique, il serait donc intéressant de définir les limites de pH acceptables sans attaque exagérée. Mais, en réalité, c’est la concentration de l’acide qui est le paramètre prépondérant. Or, il n’y a pas de relation universelle entre la concentration de l’acide et le pH, la relation entre ces deux paramètres dépendant de la force de l’acide. La force de l’acide peut être caractérisée par son pKa (tableau 14.4) : plus le pKa est faible et plus l’acide est fort. La figure 14.12, relative à des pâtes de ciment alumineux hydratées à 20 °C et converties à 50 °C, montre clairement qu’on ne peut définir de limites de pH dans l’absolu, mais que celles-ci sont seulement valables pour un acide donné : les limites de pH sont plus basses pour les acides forts (comme les acides chlorhydrique et nitrique) que pour les acides faibles (comme les acides lactique et acétique) parce que, à pH égal, les solutions d’acides faibles ont une concentration plus élevée que les solutions d’acides forts. Par exemple, l’acide acétique 0,1 N a un pH de 2,9 alors que l’acide chlorhydrique, à la même concentration, a un pH de 1. 4

Acides

Perte de masse (%)

3

lactique

maléique

chlorhydrique

orthophosphorique 2

pyrophosphorique

citrique

acétique

nitrique succinique

1 sulfurique

0 oxalique

–1 0,5

1,0

1,5

2,0

2,5

3,0

pH

3,5

Figure 14.12 : perte de masse d’une pâte de Ciment Fondu hydratée à 20 °C, et convertie à 50 °C, en fonction du pH et de différents acides. La force de l’acide est un paramètre important pour définir les limites acceptables. Le pH est facile à mesurer, mais c’est plutôt la concentration de l’acide qui permet de prévoir l’intensité de l’attaque: très faible à 0,01 N, celle-ci devient sensible à 0,1 N et forte à 1 N. C’est pourquoi pour un pH donné l’attaque est plus sévère avec un acide faible qu’avec un acide fort.

Une autre notion importante à considérer est la solubilité des sels issus de l’attaque acide (tableau 14.4). D’une manière générale, les sels formés en surface à la

787


suite des réactions d’attaque chimique peuvent, selon leurs produits de solubilité respectifs, précipiter et former une couche protectrice sur la surface d’attaque ou, au contraire, se dissoudre et renouveler le front d’attaque. À titre d’exemple, dans le cas de l’acide sulfurique, on estime que la mise en contact brutale d’une pâte de ciment et d’une solution de pH inférieur à 1,8 suffit à former en surface une couche de sulfate de calcium qui bloquera la pénétration de la solution. C’est pourquoi les acides sulfurique et phosphorique, qui sont pourtant des acides forts, sont souvent moins agressifs qu’on pourrait le penser. Par contre l’acide chlorhydrique et l’acide nitrique, qui sont tous deux également des acides forts, sont très agressifs pour les ciments alumineux car la solubilité de leurs sels est très élevée. Ce mécanisme de couche protectrice dû à la précipitation de sels est particulièrement important en système fermé non évolutif. Dans le cas de milieux régulièrement renouvelés ou agités, les phénomènes de dilution et d’érosion mécanique modifient le comportement du système. Tableau 14.4 : pK des acides étudiés et solubilités des sels de calcium et d’aluminium. Valeur des pK

Solubilité (g/kg)

pK1

pK2

pK3

Ca

Al

Acétique

4,75

–

–

3.74

t.p.s

Lactique

3,86

–

–

31

t.s

Maléique

1,83

6,07

–

29

–

Oxalique

1,23

4,19

–

0,007

i

Succinique

4,16

5,61

–

1,9

–

Chlorhydrique

0

–

–

745

699

Nitrique

0

–

–

1211

637

Ortho-phosphorique

2,12

7.21

12,67

–

–

Pyrophosphorique

0,85

1,49

5,77

p.s.

–

Sulfurique

0

1,92

–

2,4

313

p.s. = peu soluble, t.p.s = très peu soluble, t.s. = très soluble, i = insoluble. Les solubilités des sels formés permettent d’expliquer la faible agressivité des acides oxalique, succinique, phosphoriques et même sulfurique, comparativement aux acides lactique, chlorhydrique et nitrique très dissolvants. La solubilité des sels formés durant l’attaque acide apparaît comme un paramètre prépondérant dans le déroulement du processus et qui permet de prévoir l’agressivité d’un acide sur les bétons, particulièrement en ce qui concerne les acides forts. La solubilité du sel de calcium est la plus importante, puisqu’il s’agit du premier sel formé par la réaction des hydrates avec l’acide. Le sel d’aluminium se forme uniquement dans une deuxième étape si le pH résiduel est inférieur à 3,5.

788


D’une manière générale, l’élévation de la température accroît la vitesse des réactions chimiques. On doit donc s’attendre à une accélération de l’attaque acide. C’est effectivement ce qui est expérimentalement constaté, mais dans certains cas seulement. L’attaque de l’acide sulfurique d’un mortier ISO (1 partie de ciment pour 2 parties de sable en masse) est plus rapide à 40 °C qu’à 20 °C ; en revanche, pour l’acide acétique (mais aussi pour l’acide lactique) l’influence de la température apparaît négligeable, sans qu’une explication claire ne soit encore fournie.

2.7. Optimisation de la durabilité par les granulats Le caractère neutralisant des granulats est un facteur important lorsque la quantité d’acide est limitée, c’est-à-dire en système fermé : des essais ont montré que la perte de masse enregistrée en milieu sulfurique concentré est, dans ce cas, moins élevée avec des granulats calcaires qu’avec des granulats siliceux. En système ouvert, avec renouvellement de la solution, l’action des phases qui contribuent à la neutralisation de l’acide est peu perceptible. En revanche, il est important, pour le bon comportement de l’ensemble, que les granulats et la pâte de ciment offrent une résistance comparable vis-à-vis de l’acide. En effet, l’attaque de la pâte de ciment, si elle est plus importante que celle des granulats, conduit au déchaussement de ces derniers, ce qui accélère le processus de dégradation. Cet effet est accentué par une éventuelle abrasion mécanique. Le ciment alumineux, même s’il offre dans la plupart des cas une bonne résistance à la corrosion, peut trouver avantage en cas d’agression très sévère, à être utilisé avec des granulats particuliers [STU 54, HUG 78]. Alag®, un granulat synthétique de même composition que Ciment Fondu, a les mêmes caractéristiques chimiques et minéralogiques que le ciment alumineux et développe de ce fait une liaison homogène avec la pâte de ciment, ce qui présente un intérêt particulier dans certains contextes [GEO 83]. La surface du béton offre dans ce cas, une meilleure résistance : l’attaque progresse uniformément suivant un front de corrosion bien régulier et s’en trouve ralentie. La figure 14.13 illustre la résistance relative de divers mortiers soumis à des cycles d’immersion dans l’acide sulfurique à pH 2. Les photographies (figure 14.14) présentent les éprouvettes corrodées.

789


12

Portland - Sable siliceux

Perte de masse (%)

10

Ciment fondu - Sable siliceux Ciment fondu - Granulats Alag

8 6 4 2 0 0

10

20

30

40

Nombre d'immersions

Figure 14.13 : résistance relative de divers mortiers soumis à des cycles d’immersion dans l’acide sulfurique à pH = 2. À chaque immersion, les prismes 2 × 2 × 10 cm sont plongés dans 250 ml de solution. L’expérience montre que le béton de Ciment Fondu résiste bien dans plusieurs milieux de forte corrosion acide. Cette résistance peut être encore renforcée par le choix de granulats alumineux Alag [ESP 96].

Figure 14.14 : éprouvettes après quarante immersions dans l’acide sulfurique. Les conditions expérimentales sont celles de la figure 14.13. Toutes les éprouvettes, de dimensions 2 × 2 × 16 cm, sont en Ciment Fondu, mais diffèrent par la nature du sable utilisé : sable siliceux pour le groupe 1, sable Alag pour le groupe 2. Dans chaque groupe, l’éprouvette la plus à gauche qui sert de témoin a été conservée dans l’eau, les deux autres ont été soumises à quarante immersions dans une solution d’acide sulfurique de pH égal à 2. Les éprouvettes de Ciment Fondu + sable siliceux sont peu dégradées compte tenu de la sévérité de l’attaque. Quant aux éprouvettes de Ciment Fondu + sable alumineux, elles sont presque intactes.

790


La porosité est toujours un paramètre essentiel de durabilité. Ce paramètre a été étudié sur des mortiers ISO de ciment alumineux, hydratés pendant 6 jours à 50 °C, dont on a fait varier le rapport ET/C (ET = eau totale) Les pertes de masse mesurées après immersion dans une solution d’acide lactique 0,1 N confirment l’influence négative d’une porosité élevée. Ceci, par contre, n’est plus vrai dans le cas de l’acide sulfurique. La raison en est que les sels de l’acide sulfurique sont beaucoup moins solubles que ceux de l’acide lactique et obturent la porosité. Dans ce cas, et en admettant que l’on reste dans une plage de rapports ET/C courants, la dégradation est pratiquement indépendante de la porosité initiale. En conclusion préliminaire, l’utilisateur confronté à un problème d’environnement acide peut prévoir le comportement d’un mortier ou d’un béton par l’examen des paramètres décrits précédemment. En l’absence d’informations précises sur la composition du milieu acide, on peut considérer qu’un béton de ciment alumineux compact, ayant un rapport ET/C inférieur ou égal à 0,35, résistera à une solution de pH supérieur ou égal à 3,5. Dans ces conditions, l’acide réagit avec les hydrates avec précipitation d’aluminates de calcium complexes. À ce niveau de pH, l’alumine hydratée peut être considérée comme inerte. La connaissance de la concentration de la solution permet d’affiner l’évaluation. Généralement, la dissolution est très faible, voire inexistante, pour une concentration de 0,01 N, correspondant par exemple à un pH égal à 2 dans le cas d’un acide fort. Dans les zones de concentration ou de pH correspondant à une attaque potentielle, c’est la solubilité des sels susceptibles de se former qui déterminera l’intensité de la dégradation à redouter. Dans la pratique, ces notions sont à nuancer selon que le système est ouvert ou fermé (solution renouvelée ou non), et selon que les contraintes sont d’ordre chimique uniquement ou combinent plusieurs types d’agression (érosion mécanique, contraintes thermiques, etc.).

3. RETRAIT, FLUAGE ET MAÎTRISE DE LA FISSURATION PRÉCOCE DES BÉTONS DE CAC 3.1. Impact de l’hydratation rapide sur le risque de fissuration Par comparaison avec le ciment Portland, l’hydratation beaucoup plus rapide du ciment alumineux affecte la cinétique des changements volumiques et le développement des contraintes associées, d’au moins trois façons différentes : 1) par comblement rapide de la porosité et une diminution de l’humidité résiduelle en raison de la fixation de l’eau par les hydrates ; cela a pour effet une diminution

791


rapide du rayon de courbure des ménisques avec augmentation des dépressions capillaires ; 2) par échauffement plus important du béton favorisant la formation de gradients thermiques ; 3) par une cinétique de durcissement globalement plus rapide donnant moins de temps pour la relaxation d’une partie des contraintes par fluage. En raison de ces cinétiques accélérées, bien que le retrait total du béton de ciment alumineux soit du même ordre de grandeur que celui observé sur le béton de ciment Portland, l’expérience montre qu’il est préférable d’utiliser des joints de fractionnement plus rapprochés afin de contrôler efficacement le risque de fissuration. La cinétique rapide d’hydratation rend également plus délicate la quantification des changements volumétriques. La figure 14.15 compare les changements volumétriques mesurés sur deux séries de prismes d’un même béton, démoulés respectivement 3 heures et 24 heures après la mise en œuvre. Sur les prismes démoulés à 3 heures, on mesure un gonflement dû à l’échauffement (modéré) du matériau, puis un retrait d’environ 300 µm durant les premières 24 heures. Toutefois, après 10 mois, la différence entre les deux séries de mesures n’est plus que d’environ 100 µm. Changement volumétrique mesuré en fonction du début des mesures

Mesure sur prisme de béton - Conservation à 20 °C - 50 % h.r.

100

Début des mesures 3 h après contact eau-ciment

Retrait (millionième)

0

Début des mesures 24 h après contact eau-ciment

– 100 – 200 – 300 – 400 – 500 – 600 – 700 – 800 – 900

0,1

1

10

100

1 000

Temps (jours)

Figure 14.15 : retrait de prismes béton 75 × 100 × 200 mm démoulés 3 h ou 24 h après gâchage. Bien que les changements volumétriques soient importants pendant les 24 premières heures, en raison de la progression rapide de l’hydratation, on constate que le retrait à 28 jours est du même ordre de grandeur pour les deux séries de mesures (entre 500 et 650 µm/m).

792


3.2. Impact de la conversion : pas de retrait mais plus de fluage Lorsque la conversion se produit, les hydrates métastables, moins denses, se dissolvent avant de re-précipiter en hydrates stables plus denses. Le phénomène de conversion implique une réorganisation importante de la matière solide avec augmentation à la fois de la porosité et de l’eau libre (excédentaire lors de la recristallisation du C3AH6). Cette transformation ne s’accompagne pas d’un retrait mais plutôt d’un gonflement mesurable sur prismes de béton confiné non restreints. On ne sait pas si ce gonflement s’explique par une relaxation des contraintes internes ou par une réduction des contraintes dues à l’augmentation de la taille des pores. Des mesures d’émissions acoustiques pendant la conversion ont montré qu’il ne se forme pas de microfissure, confirmant l’hypothèse d’une redistribution des contraintes pendant que la matière se réorganise. Le fluage des bétons de CAC a été peu étudié et on applique généralement les règles du béton de ciment Portland. Cependant, il semble qu’au moment de la conversion, une relaxation accrue des contraintes soit possible. La figure 14.16 illustre une série d’essais de fluage où la conversion était provoquée volontairement par une cure continue à 40 °C. On met en évidence un taux de déformation fortement accéléré pendant la conversion qui pourrait s’expliquer par l’augmentation du taux de charge effectif, puisque la résistance mécanique diminue. On peut aussi penser que la dissolution/reprécipitation des hydrates, qui s’accompagne de libération d’eau, permette une redistribution des contraintes du matériau sous charge. Dans le cas où l’autoéchauffement initial est suffisamment important (~ 70 °C, cas des sections épaisses), la conversion peut se produire dès les premières heures d’hydratation. Cela pourrait expliquer qu’en dépit des contraintes d’origine thermique parfois élevées, le béton de ciment alumineux ne semble pas particulièrement sensible à la fissuration d’origine thermique.

793


4,50

Rc = 65 MPa après 90 jours de fluage

Rc = 50 MPa après 21 jours de fluage

Taux de charge 50 % / 30 MPa

4,00 3,50


Fluage (‰)

3,00 2,50 2,00

Rc = 60 MPa à la mise sous contrainte


1,50 Taux de charge 20 % / 12 MPa

1,00 0,50 0,00 0,1

1

5

8

14

28

56 100

1 000

Durée (jours)

Figure 14.16 : impact de la conversion sur le taux de fluage d’éprouvettes de béton soumises à 4 taux de charge différents. Fluage sous charge en compression sur ces cylindres de bétons de CAC à rapport E/C = 0,40. Le gâchage est effectué à 20 °C. Les cylindres sont confinés dès la conception puis conservés sous charge à 40 °C ce qui conduit à la conversion entre une et deux semaines. On constate une accélération de la vitesse de déformation durant la conversion.

3.3. Un retrait variable selon la minéralogie du ciment alumineux Parce que la minéralogie des CAC couvre une large plage de compositions, la nature et la quantité de phases hydrauliques varient. Cela influence le retrait sans qu’une règle générale n’ait été proposée à ce jour. La figure 14.17 compare le retrait au jeune âge de bétons identiques si ce n’est qu’ils ont été gâchés avec deux ciments d’aluminates de calcium différents contenant respectivement 40 % et 50 % d’alumine. Le retrait est plus faible dans le cas du ciment à 50 % d’alumine, bien qu’il soit plus riche en CA, la principale phase hydraulique. Ainsi, en plus des autres paramètres de formulation pouvant influencer l’amplitude du retrait (rapport E/C, taille de pores, cure, etc.), il convient de prendre aussi en compte la classe du ciment alumineux utilisé.

794


0

Ciment à 40 % d'alumine

– 0,01

Ciment à 50 % d'alumine

Retrait (%)

– 0,02 – 0,03 – 0,04 – 0,05 – 0,06 – 0,07

0

20

40

60

Temps de séchage (jours)

80

100

Figure 14.17 : mesure de retrait sur prismes bétons démoulés 3 heures après le début du durcissement. De façon générale, le retrait des bétons de CAC est du même ordre de grandeur que celui des bétons de ciment Portland mais il se manifeste beaucoup plus rapidement ; environ 60 % du retrait long terme est atteint dès 48 heures. Bétons dosés à 400 kg/m3, E/C = 0,38, granulats siliceux. La première mesure est faite 2 heures après le début du durcissement, puis les prismes sont enveloppés dans un film étanche jusqu’à l’échéance de 24h, puis conservés à 20 °C / 50 % H.R. Dans la même étude, le retrait mesuré sur des primes compagnons démoulés à 24 heures est environ moitié moindre.

3.4. Cinétique de retrait des bétons de CAC : importance de la composante thermique dans les dalles et murs épais La chaleur d’hydratation totale du ciment alumineux est du même ordre de grandeur que celle du ciment Portland (∼ 500 kJ/kg) mais l’hydratation étant plus rapide, cette chaleur est dégagée plus rapidement. Ce comportement favorise l’élévation de température par autoéchauffement dans les éléments de section importante. La figure 14.18 indique les températures enregistrées sur des ouvrages réels : une dalle sur sol de 80 mm d’épaisseur, une dalle de 200 mm d’épaisseur et un massif d’appui de section supérieure à 1,2 m. Étant donné l’importance de la composante thermique pour les sections épaisses, une bonne gestion du risque de fissuration doit en tenir compte. La modélisation de l’autoéchauffement nécessite de prendre en considération la modification des hydrates avec la température [FRY 01].

795


100

1,2 m

90

Température (°C)

80

1,8 m

Massif 120 cm

70

7m

60 5m

50 Dalle 20 cm

40

5m

20 cm

30 20

5m

Dalle 8 cm

5m

10 0

8 cm 0

4

8

12

16

20

24

Temps (heures)

Figure 14.18 : exemple du régime thermique en fonction du temps pour des éléments en béton de ciment alumineux de différentes épaisseurs (mesures in situ). Bien que la chaleur d’hydratation du CAC soit similaire à celle d’un ciment Portland, son dégagement est plus précoce en raison de l’hydratation plus rapide, et l’élévation de température en fonction de l’épaisseur est plus importante. Sur la courbe enregistrée dans le massif de 1,2 m d’épaisseur, le décrochement observé entre 5 et 6 heures indique que la conversion des hydrates a débuté : le ralentissement du flux chaleur est dû à un manque d’eau pour réagir avec l’anhydre, puis le flux accélère à nouveau car la conversion, induite par la température élevée, libère de l’eau qui permet de reprendre l’hydratation de l’anhydre restant, et donc sa dissolution, principale source de chaleur.

4. DURABILITÉ SPÉCIFIQUE DES BÉTONS DE CAC 4.1. Dégradation du béton d’enrobage et corrosion des armatures 4.1.1. Passivation des armatures dans un béton de CAC La valeur de pH = 11,5 est souvent citée dans la littérature pour la solution interstitielle d’un béton de CAC, à comparer à 12,5 pour le ciment Portland. Il s’agit ici du pH d’équilibre des phases pures. Les valeurs réelles mesurées sur des solutions extraites de pâtes ou de bétons sont en général supérieures d’un ordre de grandeur: pH = 12,5 pour le ciment alumineux et pH = 13,5 pour le ciment Portland (tableau 14.5). Bien que plus faible que dans le cas du ciment Portland, le pH du ciment alumineux est cependant suffisant pour assurer la passivation des armatures, ce qui a pu être montré par des mesures de potentiel de corrosion. Même s’il contient relativement peu d’alcalins (moins de 0,4 %), cela suffit à assurer une réserve alcaline efficace, dans la mesure où ces alcalins ne sont pas adsorbés par les hydrates de CAC comme ils peuvent l’être par les C-S-H du ciment Portland.

796


Tableau 14.5 : composition et pH de la solution interstitielle de pâtes de Ciment Fondu, d’après les travaux de Hanson [HAN 05] et Macias [MAC 96]. Concentration en mmol/l

pH

Na

K

Ca

Al

Si

Cl

S

Ciment Portland

13,4

121,4

286,4

2,0

0,6

1,2

10,4

6,3

CAC converti

12,8

42,2

46,3

0,1

26,3

0,0

6,2

0,0

CAC converti

12,7

39,1

62,5

0,1

27,3

0,0

CAC non converti

12,7

53,9

94,5

0,2

89,1

0,7

6,0

0,0

CAC non converti

12,6

41,3

75,6

0,2

47,4

0,0

4.1.2. Carbonatation et corrosion Comme avec le ciment Portland, les hydrates d’aluminates de calcium sont susceptibles de se carbonater. Mais contrairement au ciment Portland, la carbonatation ne conduit pas systématiquement à une réduction de porosité. Cela dépend en fait du type d’aluminate de départ (tableau 14.6). Tableau 14.6 : bilan volumique de la carbonatation des hydrates de CAC. Carbonatation de CAH10 (non converti)

Masse (g)

CAH10 + CO2 → CaCO3 + AH3 + 7H 338 100 156

Volume (cm3) 196

37

22

→ Réduction du volume solide de 48 %

Carbonatation de C3AH6 (converti) 1/3 C3AH6 + CO2 → CaCO3 + 1/3 AH3 + H Masse (g) 126 100 52 Volume (cm3)

50

37

22

→ Augmentation du volume solide de 17 %

Une étude menée sur dix ans [DUN 00, DUN 05] a montré que la cinétique de carbonatation et la corrosion induite des armatures au sein d’un béton de CAC sont globalement les mêmes que celles qui se produisent dans un béton de ciment Portland, à rapport E/C identique. Les résultats suivants ont pu être obtenus à partir de cette étude. Carbonatation : la vitesse de carbonatation d’un béton de CAC est davantage dépendante de l’état de conversion que du rapport E/C (figure 14.19). La carbonatation est moins rapide dans un béton de CAC converti que dans un béton non converti hydraté en CAH10, ceci malgré la porosité et la perméabilité supérieures du béton converti. Deux éléments permettent de mieux comprendre ce résultat : d’une part la carbonatation des hydrates non convertis conduit à une augmentation de porosité du béton, alors que le contraire est observé dans le cas des hydrates convertis (tableau 14.6). Par ailleurs, la plus grande stabilité thermo-

797


dynamique des hydrates convertis se traduit par une plus faible solubilité et une moindre disponibilité en ions calcium pour alimenter la formation de calcite.


Corrosion des armatures induite par la carbonatation : une fois le béton carbonaté jusqu’à l’armature, la relation entre vitesse de corrosion et humidité relative est sensiblement la même dans un béton de CAC et un béton de ciment Portland (figure 14.20). On note, toutefois, que la vitesse de corrosion est plus importante dans un béton converti par rapport à un béton non converti. 50 Ciment fondu E/C = 0,37 C

45

Carbonatation totale (cube 100 mm)

40

Ciment fondu E/C = 0,55 C

35

Ciment fondu E/C = 0,37 NC

30


25


20

Ciment Portland E/C = 0,49

15 10


5


0 0

52

104

156

208

260

312

364

416

468

520

Temps (semaines)

Profondeur de carbonatation à 10 ans (mm)

a) Cinétique de carbonatation avec Ciment Fondu non converti (extension « NC », CAH10) et converti (extension « C », C3AH6+AH3) à différents rapports E/C. Comparaison avec un ciment Portland. 50 45 Carbonatation totale (cube 100 mm)

40 35 30 25 20

CAC non converti

15

CAC converti Portland

10 5 0

0,3

0,4

0,5

0,6

0,7

0,8

E/C b) Profondeur de carbonatation à 10 ans en fonction du rapport E/C.

Figure 14.19 : mesure du front de carbonatation dans des cubes de 100 mm conservés à l’air ambiant à 20 °C et 65 % d’humidité relative pendant 10 ans [DUN 05]. Ces données montrent que la vitesse de carbonatation des bétons de CAC est similaire à celle d’un béton de ciment Portland.

798


1 000

Cure à l'eau, 1 % CO2



Cure à l'air, 1 % CO2



Béton de ciment Portland

Vitesse de corrosion (μm/an)

100

10

Limite de corrosion

1

0,1

0,01

40

50

60

70

80

90

100


Figure 14.20 : vitesse de corrosion des armatures au sein de bétons de Ciment Fondu et de ciment Portland complètement carbonatés artificiellement en atmosphère à 1 %, 4 % et 10 % CO2. Dosage 400 kg/m3 de Ciment Fondu, rapport E/C = 0,40. Cure Ciment Fondu : « à l’air » = 100 % HR 24 h puis 65 % H.R. 20 °C avant carbonatation/« à l’eau » = 100 % H.R. 24 h puis sous eau à 38 °C 28 jours puis 65 % H.R., 20 °C avant carbonatation [DUN 05]. La vitesse de corrosion d’un béton de CAC complètement carbonaté est similaire à celle d’un béton de Portland.

Les aluminates de calcium peuvent réagir avec les ions chlorure et conduire à la formation de monochloroaluminate de calcium 3CaO.Al2O3.CaCl2.10H2O. Certaines études montrent que l’interaction entre une matrice de CAC hydratée et une solution contenant des chlorures, conduit à la formation d’une peau très dense et imperméable. Cette peau est principalement formée de monochloroaluminate et de gel d’alumine. Les conditions de sa formation ne sont pas complètement élucidées. Elle pourrait être due à un comblement de la porosité par le chloroaluminate et le gel d’alumine résultant du processus de dissolution des aluminates... Une telle observation a déjà été faite par Kurdowsky [KUR 90, KUR 03] sur des échantillons de pâte pure en contact avec des solutions concentrées de chlorures, et par Dunster [DUN 97] sur des bétons de structures en contact avec de l’eau de mer.

799


Des profils de concentration en chlorure dans des ouvrages maritimes anciens sont donnés par la figure 14.21 du paragraphe 4.3 traitant de la durabilité à l’eau de mer. Les aluminates de calcium ayant la capacité de se combiner chimiquement avec les ions chlorure en formant du monochloroaluminate, il est probable qu’une même teneur en chlorures totaux se traduise par un taux de chlorures libres (seuls responsables de la corrosion) plus faible avec les aluminates de calcium par rapport au ciment Portland. Mais il n’a pas été possible de trouver, dans la littérature, de données suffisamment précises confirmant ou infirmant cette hypothèse. Une étude récente de Hansson [HAN 05] sur la corrosion d’armatures métalliques au contact de solutions interstitielles reconstituées a montré que des ajouts incrémentaux de chlorures libres dans une solution d’aluminates de calcium conduit à une augmentation progressive de la vitesse de corrosion dans des proportions similaires à ce qui peut être observé avec une solution interstitielle de ciment Portland. Par contre, l’analyse des produits de corrosion [HAN 06] montre quelques différences quant à leur nature et à leur localisation selon qu’il s’agit de CAC ou de ciment Portland. Des expériences de corrosion induite par courant anodique dans des mortiers contenant des chlorures ont montré que les fissures n’apparaissent, dans la matrice de CAC, que pour un taux de corrosion plus poussé que dans une matrice de ciment Portland [AND 01a, AND 01b]. Ceci pourrait être dû à la formation de produits de corrosion différents. Sachant que la résistance mécanique du liant n’était pas supérieure.

4.1.3. Corrosion constatée dans des ouvrages anciens Les données existantes concernent deux types d’ouvrages : des ouvrages maritimes en contact avec l’eau de mer et des poutres précontraintes dans des immeubles. Pour les ouvrages maritimes, l’enrobage des armatures était en général supérieur à 90 mm. Ces armatures ont été jugées en bon état après 70 ans. Les taux de chlorure au niveau des aciers se situaient aux alentours de 0,5 % par rapport au ciment, sans que l’on connaisse la fraction libre et celle fixée sous forme chloroaluminate. Concernant les poutres précontraintes, les enrobages utilisés étaient assez faibles, de l’ordre de 15 mm, et les bétons étaient de mauvaise qualité, avec des rapports E/C compris entre 0,6 et 0,8. Une étude de Crammond [CRA 93] de 109 poutres âgées de 20 à 35 ans et réalisée sur 14 ouvrages, a montré que 90 % des poutres étaient carbonatées jusqu’à l’armature et que 23 % des poutres carbonatées montraient des signes de corrosion des armatures.

800


4.2. Durabilité en présence de sulfates La motivation initiale qui a conduit à l’invention du ciment alumineux en 1908 était la nécessité de disposer d’un ciment résistant mieux que le ciment Portland aux sulfates. Entre 1916 et 1923, plus de 7000 tonnes de Ciment Fondu ont été utilisées avec succès sur certains segments de la ligne de chemin de fer ParisLyon-Marseille où les sols sont riches en gypse et en anhydrite. Des essais d’immersion dans des solutions saturées en sulfate de calcium par Touché en 1926 [TOU 26] et par Miller en 1933 [MIL 33] avaient démontré l’intérêt d’utiliser des CAC pour des ouvrages en contact avec des sulfates. Des études plus récentes ont montré que le type de sulfate était un paramètre important dans l’interaction avec les CAC. D’une manière générale on peut classer l’agressivité des sulfates vis-à-vis des CAC dans l’ordre croissant suivant : Sulfate de calcium < Sulfate de magnésium < non agressif faiblement agressif

Sulfate de sodium le plus agressif

Avec le ciment Portland, le sulfate de magnésium est plus agressif que le sulfate de sodium, ce qui suggère des mécanismes de dégradation différents. Sur le fond, la raison pour laquelle les CAC résisteraient mieux que les ciments Portland aux sulfates n’est pas claire. Tous les mécanismes précis de détérioration des ciments Portland par attaques sulfatiques n’ont pas nécessairement été bien décrits. On sait cependant que la dégradation intervient en général par fissuration due à l’expansion causée principalement par l’ettringite qui se forme par réaction des sulfates d’origine interne ou externe avec la matrice cimentaire. De telles réactions sont possibles avec les CAC dans des conditions particulières, et ont déjà été observées. Indépendamment des causes inhérentes à leur composition chimique particulière (faible basicité et absence de chaux libérée par l’hydratation), la bonne résistance aux sulfates des CAC est en relation avec la formation d’une couche protectrice à la surface des bétons comme l’ont montré les études de Crammond [CRA 90] et de Dunster [DUN 01]. Ces auteurs ont mis en évidence l’existence d’une peau dense contentant des sulfates qui semble agir comme une barrière empêchant la pénétration de ces ions. Les conditions de formation de cette peau que l’on observe également dans le cas des chlorures, ne sont pas encore bien comprises. Si la formation d’ettringite et de gypse est possible avec le CAC comme avec le ciment Portland, les conditions de formation de ces phases peuvent être différentes. Dans le cas des CAC, la formation de ces composés s’accompagne nécessai-

801


rement d’une précipitation d’alumine hydratée AH3 qui pourrait combler la porosité et densifier le béton au fur et à mesure de la pénétration des sulfates : 2C2AH8 + 3SO4 + 19H → C3A.3CaSO4.32H2O + AH3 2C2AH8 + SO4 → 4(CaSO4.2H2O) + 2AH3 + 2H

4.3. Durabilité à l’eau de mer Une revue extensive de la littérature [LEA 70, BRO 75] conclut à une meilleure tenue systématique des CAC à l’eau de mer comparativement aux ciments Portland avec ou sans ajouts. D’autres études [DUN 97, BRE 98] ; concernant des ouvrages construits en béton de CAC en contact avec l’eau de mer ont montré une très bonne durabilité après plus de 70 ans, et ce malgré les rapports E/C relativement élevés de l’époque (> 0,6). L’ensemble des études sur la durabilité des ouvrages en bétons de CAC exposés à l’eau de mer pendant plusieurs décennies a mis en évidence l’existence systématique d’une peau très dense et imperméable de 10 à 50 mm d’épaisseur en surface du béton.

% Cl– en masse/masse de ciment

Cette peau possède des teneurs en chlorures et en sulfates assez élevées, teneurs qui diminuent en allant vers le cœur de l’ouvrage (figure 14.21). Elle est composée de phases en feuillets de type AFm, monosulfoaluminate ou monochloroaluminate, de gel d’alumine et de CAH10. Le même type de peau est observé lors des études sur l’interaction des CAC avec les sulfates ou les chlorures. 3,5 Cl– Halifax 3

Cl– Dagenham Cl– Montrose

2,5 2 1,5 1 0,5 0

0

20

40

60

80

100

120

140

Profondeur dans l'ouvrage (mm)

a) Profil pour le dosage des chlorures.

802

160

180

% SO3 en masse/masse de ciment


2,5 SO3 Halifax 2

SO3 Dagenham SO3 Montrose

1,5 1 0,5 0

0

20

40

60

80

100

120

140

160

180

Profondeur dans l'ouvrage (mm)

b) Profil pour le dosage des sulfates.

Figure 14.21 : profils de concentration en chlorures et en sulfates au sein de structures maritimes âgées de plus de 70 ans [DUN 97]. On constate l’existence systématique d’une peau très dense et imperméable de 10 à 50 mm d’épaisseur en surface du béton avec des teneurs en chlorures et en sulfates assez élevées, teneurs qui diminuent en allant vers le cœur de l’ouvrage. Cette peau est composée de phases de type AFm, monosulfoaluminate ou monochloroaluminate, de gel d’alumine et de CAH10.

4.4.Durabilité face à la corrosion d’origine bactérienne 4.4.1. Mécanisme de corrosion dans les réseaux d’assainissement : attaque acide d’origine bactérienne Les réseaux d’assainissement (transport des eaux usées) sont parfois soumis à des conditions d’exposition très agressives pour le béton. L’effluent n’est pas en luimême particulièrement agressif pour le béton excepté par érosion, possible lorsque les débits sont importants et les eaux chargées en sédiments solides. Par contre, la flore bactérienne qui s’y développe crée un écosystème pouvant être très agressif pour le béton dans les parties émergées. La figure 14.22 décrit cet écosystème. Depuis la découverte de la formation d’acide sulfurique d’origine bactérienne dans les réseaux d’assainissement par Parker [PAR 45], les recherches sur ce thème ont été nombreuses [THO 78, ROG 93, SCH 87, SCR 99, MON 00]. Il est ainsi clairement établi que les bactéries sont le moteur de la production d’acide sulfurique qui reste locale, au voisinage du matériau. Une fois l’acide sulfurique généré par les bactéries, une attaque acide classique des hydrates d’aluminates de calcium a lieu telle que décrite dans le paragraphe 2.6.

803


PAROIS BÉTON Bactérie aérobique TROU D'HOMME (Thiobacillus)

EFFLUENT

S H 4 S H2SO 2SO 4 O2O2 H2S HS 0

2

H2S

H2S

SULFATES DANS EFFLUENT Bactérie anaréobiques sulfato-réductrices

H2S

EFFLUENT

DÉGAGEMENT H2 S Bactérie aréobiques Thiobacillus

H2SS H 2 2-

SO4 H SO 4 HS S 2 HS -2– S SS2CC 2–

Les turbulences favorisent le dégagement de H2S

Ɣ7HPSVGHUpWHQWLRQORQJ Ɣ7HPSpUDWXUHVpOHYpHV Ɣ(IIOXHQWULFKHHQVXOIDWHV Ɣ9HQWLODWLRQIDLEOH Ɣ7XUEXOHQFH

GÉNÉRATION H2SO4

ATTAQUE ACIDE MATRICE CIMENTAIRE

Bactérie sulfato-réductrice

Figure 14.22 : mécanisme de génération d’acide sulfurique par les bactéries dans les réseaux d’assainissement. L’environnement généré par les bactéries dans les égouts est très agressif pour les bétons. C’est la partie émergée qui est la plus attaquée avec une corrosion par l’acide sulfurique. Cet acide est généré in-situ par les bactéries avec un mécanisme en deux temps : (i) dégagement de sulfure d’hydrogène (H2S) par réduction des sulfates de l’effluent, source d’énergie des bactéries anaérobiques y vivant (ii) formation d’acide sulfurique (H2SO4) sur les parois émergées par oxydation du H2S par les bactéries aérobiques Thiobacillus.

4.4.2. Tenue des bétons de CAC soumis à la corrosion d’origine bactérienne : données de laboratoire et études d’ouvrages réels La chimie de la corrosion bactérienne telle qu’elle se produit dans le contexte des réseaux d’assainissement est gouvernée par des paramètres qui ne sont pas toujours pris en compte dans les études classiques de laboratoires qui ne font intervenir que des acides minéraux. Ces paramètres sont d’ordre biologique, comme l’interaction bactéries/substrat, et chimique (les réactions en égout se passent dans des conditions d’humidité et de concentration d’ions qui sont très éloignées de la chimie des solutions aqueuses). Il convient de prendre en compte l’évolution du comportement du béton et de la propagation de la corrosion bactérienne lors de l’abaissement du pH par la flore bactérienne. Une série d’études de laboratoire a été menée à l’université de Hambourg en utilisant une chambre permettant de recréer des conditions proches de la réalité du terrain [SAN 84, EHR 96]. Ces essais permettent de prendre en compte et de quantifier le rôle important de l’activité bactérienne et de son développement. Les études comparatives menées sur différents matériaux ont mis en évidence des lois de corrosion différentes pour les ciments Portland et les ciments alumineux (figure 14.23) : – diminution du pH de surface jusqu’à pH = 1 dans le cas des ciments Portland usuels ou résistants aux sulfates ;

804


– stabilisation du pH à environ 3 dans le cas du matériau à base de ciment alumineux, confirmant une interaction réelle entre le substrat cimentaire et l’activité des bactéries. 7 Ciment Portland Ciment Portland résistant sulfate Ciment alumineux

6

pH

5 4 3 2 1 0

0

100

200

300

400

Temps (jours)

Figure 14.23 : évolution du pH en surface des éprouvettes de mortier lors d’un test de corrosion biogénique [EHR 99]. Sur un écosystème recréé en laboratoire, on observe que le pH se stabilise aux alentours de 3 pour les mortiers de ciment alumineux alors qu’il descend jusqu’à 1 avec les mortiers de ciment Portland.

Des observations réalisées sur le terrain dans des ouvrages en services depuis de nombreuses années viennent confirmer ces données. Par ailleurs l’étude, en conditions réelles de service, d’un mortier combinant ciment alumineux et granulat alumineux (Alag) a abouti au même résultat, à savoir, une stabilisation du pH à une valeur voisine de 3 (figure 14.24). 12 10

pH

8 6 4 2 0

0

2

4

6

8

10

Temps de service (année)

Figure 14.24 : évolution du pH mesuré en surface d’un mortier de CAC + Alag en service en Floride. Dans ce réseau d’égout de Floride, le pH en surface d’un mortier d’aluminates de calcium a été suivi au cours des années. On constate que le pH se stabilise aux alentours de 3, alors qu’il peut descendre aussi bas que pH=1 sur des surfaces adjacentes en béton de ciment Portland.

805


Les observations et les mesures réalisées dans un trou d’homme en service depuis 10 ans, et présentant la particularité d’être protégé pour partie par un revêtement époxy, et pour l’autre partie par un mortier de ciment alumineux + granulats Alag, ont confirmé des différences de pH en surface du matériau de protection selon de la nature de celui-ci. Un pH = 4 a été mesuré sur la surface du mortier alumineux, comparativement au pH = 1 mesuré sur la surface du matériau époxy (figure 14.25). Ceci vient confirmer l’existence d’une interaction entre le matériau fait de 100 % de ciment alumineux et l’effluent, conduisant à réduire la chute de pH en surface de ce matériau.

Époxy pH = 1 en surface de l’epoxy

Mortier ciment alumineux + granulat Alag pH = 4 en surface du Sewpercoat

Figure 14.25 : mesure de pH de surface sur de l’époxy et du mortier alumineux dans un trou d’homme en service depuis 10 ans. Le pH en surface des parois de CAC est de 4 alors qu’il est de 1 quelques dizaines de centimètres à côté au contact d’une paroi recouverte d’époxy. Cette limitation de la baisse du pH dans une plage de stabilité de l’alumine hydratée (AH3) explique la bonne durabilité des bétons de CAC.

Un site expérimental construit en Afrique du Sud dans les années 90 a permis de comparer en conditions réelles le comportement de différents types de bétons soumis à des conditions particulièrement agressives [ALE 01, GOY 01]. Ce site avait été choisi en raison des conditions propices à la corrosion d’origine bactérienne : effluent chargé, température élevée, faible pente impliquant un temps de rétention élevé. La dernière inspection après 12 années de service a clairement démontré la supériorité du ciment alumineux : les parois des conduites en béton de CAC présentent une corrosion minime tandis que les conduites en béton de ciment Portland étaient parfois corrodées sur toute leur épaisseur. Des observations de terrain ont également été menées, notamment en Australie, en Malaisie, en Afrique du Sud et en Égypte [DUM 90, BAK 96] sur des réseaux mis en place respectivement dans les années 1950 et dans les années 1980. Ces missions d’expertise ont pu mettre en évidence la bonne résistance de structures réalisées avec des ciments alumineux, même dans des zones parfois très agressives.

806


Bien que ce phénomène ne soit pas totalement expliqué, il a été constaté à maintes reprises dans différents réseaux d’assainissement à travers le monde, et ce depuis de nombreuses années. En raison de leur résistance à la corrosion d’origine bactérienne, les aluminates de calcium ont été employés dans le domaine de l’assainissement depuis le début de leur commercialisation, soit en tant que revêtements protecteurs de tuyaux métalliques soit dans des travaux de réhabilitation. La raison de la bonne durabilité des bétons de ciment alumineux vis-à-vis de la corrosion d’origine bactérienne réside principalement dans leur capacité à limiter l’abaissement du pH, celui-ci se stabilisant aux alentours de pH = 3 à 4, plage de stabilité de l’alumine hydratée AH3.

4.5. Durabilité aux alcalins Le béton de ciment Portland est peu affecté par des solutions d’hydroxyde de sodium ou de potassium, sauf en cas d’alcali-réaction, où les alcalins sont répartis dans la masse du béton. Aucun cas d’alcali-réaction dans des bétons de CAC n’a été rapporté à ce jour. Il est d’ailleurs probable que cette pathologie ne puisse se développer dans les bétons de CAC du fait de la faible teneur en alcalin de ces ciments et surtout de l’absence de Ca(OH)2 nécessaire à la réaction de gonflement. Par contre, ces bases fortes diminuent en général la résistance mécanique des mortiers et bétons de ciment alumineux, même s’il n’y a pas de dégradation extérieure visible [ROB 62]. Les carbonates de sodium et potassium ont un effet semblable, croissant avec la concentration. Cependant, des expérimentations ont montré que cette dégradation reste très faible lorsque le mortier de ciment alumineux est entièrement immergé dans la solution basique. L’hydrolyse alcaline est une pathologie spécifique des ciments alumineux. Elle n’a que très rarement été observée dans le cas de bétons de génie civil produits selon les règles de l’art. Elle se caractérise par un effritement, voire un ramollissement du béton avec formation de tâches brunâtres. Elle a été observée dans des bétons à forte teneur en alcalin, à rapport E/C très élevé (> 0,70) et complètement carbonatés. Le même terme d’hydrolyse alcaline est également utilisé pour désigner un désordre bien connu dans les bétons réfractaires isolants. Il s’agit dans ce cas d’un pelage de surface qui semble être lié à la carbonatation. Les bétons dans lesquels cette dégradation se manifeste sont extrêmement poreux (rapport E/C > 1) et très riches en alcalins.

807


Les mécanismes précis mis en jeu n’ont pas à ce jour été clairement identifiés. Une hypothèse de mécanisme avancé jusqu’à présent est une carbonatation en présence d’alcalins. Si ce mécanisme est probable dans le cas des bétons réfractaires isolants, il ne semble pas être approprié au cas précédent conduisant à un ramollissement. En effet, des expériences récentes menées par les auteurs ont montré qu’il peut y avoir carbonatation en présence d’alcalin sans ramollissement. De même, il peut y avoir ramollissement sans carbonatation. Le fait que la carbonatation se soit systématiquement développée dans les pathologies de terrain est probablement une conséquence de la forte porosité des bétons sans qu’il n’y ait nécessairement un rapport direct avec la pathologie. Quelques résultats récents suggèrent un rôle possible de certains types de sables. Ce point est actuellement en cours d’étude.

4.6. Durabilité en ambiance hivernale D’une façon générale, le béton de ciment alumineux montre une bonne durabilité au gel autant dans les tests de laboratoire que sur des ouvrages réels. Le tableau 14.7 présente des résultats de tenue au gel de bétons de ciment d’aluminates de calcium soumis en laboratoire aux essais de gel-dégel rapide (ASTM C666) et de résistance à l’écaillage en présence de sels fondants (ASTM C672). L’ensemble des résultats est satisfaisant, les modules d’élasticité dynamiques relatifs demeurant tous supérieurs à 100 % après 300 cycles de gel-dégel. Les bétons ayant été testés « avant » et « après » conversion (la conversion a été accélérée par un traitement thermique), il est possible de conclure que la tenue au gel n’est pas dégradée par l’évolution des hydrates. Tableau 14.7 : exemple de résultats d’essais de cycles de gel-dégel et d’écaillage en présence de sels de déverglaçage. Liant

E/L

Teneur en air (%)

Conversion

ASTM C666 Module d’élasticité dynamique relatif (%) après 300 cycles

ASTM C672 Cote visuelle d’écaillage après 50 cycles

Avant

104,6 %

0

Après

101,6 %

2

Avant

117,2 %

0

Après

104,8 %

0

2,7 % 100 % CAC

0,40 4,5 %

808


Avant

104,1 %

1

Après

104,6 %

3

Avant

104,9 %

1

Après

122,0 %

1

2,5 % 70 % CAC 30 % Laitier

0,40 6,0 %

Interprétation des résultats : – le module d’élasticité dynamique relatif correspond au rapport entre la valeur initiale et la valeur après 300 cycles. Le test est stoppé si la valeur mesurée devient inférieure à 60 % ; – la cote visuelle d’écaillage exprime la sévérité de l’écaillage ; elle varie entre 0 « pas d’écaillage » et 5 « écaillage sévère ».

La figure 14.26 montre l’évolution de la masse de débris d’écaillage pour un béton de ciment d’aluminates de calcium dosé à 400 kg/m3, de rapport E/C = 0,40, avant et après conversion, et exposé à 4 sels fondants différents selon la procédure ASTM C672. L’utilisation de glycol et d’urée visait à évaluer la tenue potentielle des bétons rapides utilisés pour la réparation des dalles d’aéroport où l’utilisation de chlorure est interdite. Selon les maîtres d’ouvrage, le critère d’acceptation varie entre 0,50 et 1,00 kg de particules écaillées par mètre carré de surface, après 50 cycles ; la figure 14-26 montre que les valeurs mesurées sont toutes inférieures à ces seuils. Masse des débris d'écaillage (kg/m2)

0,5

0,4

NaCl avant conversion

NaCl après conversion

CaCl avant conversion

CaCl après conversion

Urée avant conversion

Urée après conversion

Glycol avant conversion

Glycol après conversion

0,3

0,2

0,1

0 0

10

20

30

40

50

60

Nombre de cycle gel-dégel

Figure 14.26 : masse des débris d’écaillage en fonction du nombre de cycle de gel-dégel pour un béton de ciment alumineux exposé à 4 sels fondants différents (procédure ASTM C672). Bétons dosés à 400 kg/m3 de Ciment Fondu ; E/C = 0,40. Sachant que le critère d’acceptation varie entre 0,50 et 1 kg/m2 après 50 cycles de gel-dégel, les 8 séries d’éprouvettes illustrées ici montrent un écaillage très limité. Les bétons convertis ne montrent pas plus d’écaillage que les bétons nonconvertis.

809


Dans le port d’Halifax, au Canada, certains quais ont été construits en Ciment Fondu dans les années trente. Ces segments de quai sont exposés à l’eau de mer, à l’action des marées et à environ 100 cycles de gel-dégel par année. Un diagnostic fait en 1992, après environ de 60 ans d’exposition, a conclu à une bonne durabilité [DUN 97]. Les essais de laboratoire, indiquent une bonne tenue à l’action du gel malgré des facteurs d’espacement des bulles d’air aussi élevés que 600 µm, alors que dans le cas des bétons de ciment Portland l’espacement moyen recommandé pour une bonne résistance à l’écaillage est de l’ordre de 250 µm. Des recherches complémentaires seraient nécessaires pour déterminer si la distribution spécifique de la porosité de la pâte de ciment alumineux réduit les contraintes développées lors du gel, ou encore si la fixation des chlorures dans la phase chloroaluminate participe à cette bonne tenue. En l’absence de réponses claires à ces questions, il est recommandé d’utiliser un adjuvant entraîneur d’air pour les bétons devant être exposés à des conditions de gel sévère.

4.7. Durabilité face aux agressions thermiques Les bétons de ciments alumineux sont particulièrement adaptés aux industries où l’on est confronté à des températures élevées, de cycles thermiques répétés et/ou à de chocs thermiques violents. La bonne tenue aux cycles thermiques et hydriques s’explique en particulier par l’absence de portlandite Ca(OH)2, présente dans la pâte hydratée de ciment Portland. Suivant leur nature, les hydrates des bétons de CAC (CAH10, C2AH8, C3AH6) et de ciments Portland (essentiellement C-S-H et Ca(OH)2) se décomposent et perdent leur eau de cristallisation à des températures comprises entre 200 °C et 500 °C. Dans le cas d’un feu violent, la pression de vapeur ainsi générée peut d’ailleurs conduire à l’éclatement du béton. Après refroidissement, la reprise d’humidité par le béton, peut permettre la réhydratation des composés déshydratés. Dans le cas des ciments Portland, la décomposition de la portlandite Ca(OH)2 vers 450 °C, conduit à la formation de chaux CaO. La réhydratation de la chaux conduit à la cristallisation de chaux hydratée accompagnée d’un gonflement qui peut provoquer l’éclatement de la pâte de ciment. Ainsi, les bétons de ciment Portland peuvent offrir une bonne tenue au feu, mais en raison de la présence de portlandite, ils ne supportent pas les cycles thermiques et hydriques répétés. La bonne tenue aux cycles thermiques des bétons de ciment alumineux est illustrée par la figure 14.27 qui compare l’évolution de la résistance à la compression de cylindres de différents bétons soumis à des cycles thermiques entre 25 °C/90 % d’humidité relative et 500 °C.

810



60

Ciment fondu + granulats Alag Ciment fondu + Traprock

50

OPC + Traprock OPC + sable + gravier

40 30 20 10 0

0

1

2

3

4

5

6

7

8

Nombre de cycles thermiques (25 °C-500 °C)

9

Figure 14.27 – évolution de la résistance à la compression de bétons exposés à des cycles thermiques et hydriques. Après mûrissement, les bétons sont séchés à 110 °C, puis chauffés jusqu’à 500 °C et ensuite refroidis lentement jusqu’à 20 °C – 90 % H.R. L’absence de portlandite dans les bétons de CAC explique qu’ils résistent à de nombreux cycles thermiques, pour autant que les granulats soient également capables de résister à ces changements.

La nature des granulats détermine la température maximale supportable par un béton de ciment alumineux. Le quartz subit un changement de phase accompagné d’un gonflement de 0,85 % et de l’éclatement du matériau à 574 °C ; les granulats calcaires se décarbonatent autour de 800 °C alors que certains granulats de roches métamorphiques acceptent des températures supérieures. Le granulat synthétique Alag est souvent utilisé en combinaison avec le ciment alumineux dans le cas de températures élevées pouvant aller jusqu’à 1100 °C. Parce qu’il est obtenu en concassant du clinker d’aluminates de calcium, le granulat Alag a une grande affinité pour la pâte de ciment alumineux, notamment en termes de coefficient de dilatation thermique, spécialement après déshydratation. Cette compatibilité participe à la bonne durabilité observée en conditions industrielles comme dans le cas, par exemple, des dallages de verrerie, des aires de dépotage de crasses de fonderie, des planchers autour de hauts fourneaux, des quais à coke sur lesquels le coke est déchargé directement du four et repris par chargeuse. Les aires destinées à l’entraînement des pompiers, qui sont également soumises à des chocs thermiques répétés, bénéficient de la bonne durabilité du béton de ciment alumineux exposé aux conditions des incendies. Les chocs cryogéniques sont une autre forme d’agression thermique. L’expérience montre que les bétons combinant ciment alumineux et granulats Alag résistent bien aux chocs thermiques résultant du déversement de gaz liquides (– 180 °C).

811


4.8. Durabilité face aux agressions mécaniques : choc, abrasion, érosion Certaines zones d’ouvrages sont fortement mises à l’épreuve par des passages répétés d’engins ou par l’écoulement d’eau chargée en particules abrasives. C’est pourquoi, il est courant d’utiliser des bétons de ciment alumineux dans les sols industriels sollicités, tels que les aires de manœuvre d’engins de levage, de camions ou d’avions, car l’expérience montre que ces bétons possèdent une résistance à l’abrasion supérieure à celle des bétons de ciment Portland : – d’une part, en raison de la dureté nettement plus élevée du ciment alumineux comparée à celle du ciment Portland, dureté qui se traduit par une résistance à l’usure nettement supérieure, à granulats identiques ; – d’autre part, en raison de l’excellente affinité chimique pâte-granulat dans les bétons où le ciment alumineux est combiné aux granulats synthétiques Alag, affinité qui se traduit par une résistance nettement améliorée, notamment la résistance aux chocs. Le tableau 14.8 compare la résistance à l’abrasion mécanique de bétons de CAC et de ciment Portland (ASTM C779, meule rotative) et à l’usure par érosion (essai type CNR, jet d’eau sous 10 MPa de pression chargée de sable siliceux). Le test à la meule rotative est normalement contrôlé par la dureté des granulats. Les mêmes granulats naturels ayant été utilisés dans les formules 1 et 2, la différence observée entre les deux types de béton s’explique par la plus grande dureté de la pâte de ciment alumineux. Le test d’érosion donne une autre vision du matériau puisque c’est la phase la plus faible qui est attaquée par le fluide turbulent. On constate également ici que le liant alumineux améliore la résistance à l’usure. Tableau 14.8 : comparaison de la résistance à l’abrasion de trois bétons par deux méthodes différentes*. ASTM C779 Formules bétons comparées

Temps requis pour profondeur d’usure de 6,35 mm (min)

Béton OPC + granulats naturels Béton CAC + granulats naturels Béton CAC + granulats Alag

4,8 9,3 16,3

Érosion type CNR Index Index cm3 érodés relatif par 100 cm2 de surface relatif 100 % 196 % 342 %

11,0 7,3 4,8

100 % 150 % 231 %

* Les trois formules ont été testées au cours du même programme d’essai avec le même appareillage.

Dans les conditions d’usure les plus sévères, l’utilisation de granulats Alag permet d’obtenir des résistances à l’usure fortement majorées. Avec un béton de Ciment Fondu + Alag, l’essai AFNOR P 61-302 d’usure au sable a donné un indice de ré-

812


sistance de 34,2 après 200 tours (au lieu de 75 tours dans la norme). L’essai ASTM C704 donne de même une abrasion de 5,4 cm3, résultat considéré comme excellent. Les bétons de ciment alumineux sont aussi utilisés dans les ouvrages hydrauliques tels que les déversoirs, les vannes de purge, les égouts, dans lesquels l’effluent est chargé en matière solide. L’utilisation de béton de Ciment Fondu + Alag pour la réalisation en 1989 d’un radier anti-usure sur le barrage EDF de Saint-Egrève, constitue un bon exemple : les sables et les cailloux charriés par le fleuve arrivent sur cet ouvrage à une vitesse de un à quatre mètres par seconde. Une étude d’érosion réalisée par la Compagnie nationale du Rhône a donné un indice de 0,5 pour le béton de Ciment Fondu + Alag à comparer aux valeurs de 4 à 8 mesurées sur béton courant (indice de référence = 1 pour le verre). Un essai de résistance à la cavitation réalisé au CERG de Grenoble en 1999 avait mis également en évidence la meilleure tenue du béton combinant Ciment Fondu et Alag. Un inventaire fait en 2001 montrait plus d’une centaine d’ouvrages hydrauliques, en France et à l’étranger, étaient revêtus de ce type de béton dans les zones où l’usure est la plus intense. La résistance aux chocs est une autre propriété spécifique où les bétons de CAC. On utilise cette propriété, par exemple, dans les ouvrages torrentiels en montagne, souvent soumis à d’importants charriages de graviers et de blocs rocheux. Les puits de chute de minerai dans les mines sont un autre exemple d’application : les blocs de minerai sont déversés dans des boyaux à forte pente que l’on doit recouvrir de béton pour en éviter l’usure prématurée. Ce béton de protection est soumis continuellement aux impacts des blocs et à l’usure par abrasion. Au-delà des différents tests de laboratoire, ce sont les nombreuses applications en conditions réelles qui démontrent le mieux la très grande de résistance à l’abrasion, à l’érosion et aux chocs des bétons de CAC. Afin d’éviter des réparations répétées, on les utilise pour protéger des infrastructures industrielles, des ouvrages hydrauliques, des puits de chute de minerai, des aires de brûlage, etc.

Afin de comparer les performances relatives de différentes formules de béton dans ces conditions extrêmes, une version modifiée du test SABS 541 a été développée en Afrique du Sud [VAN 04]. Quatre plaques de béton de 300 mm de coté sont fixées sur les ouvertures d’une boite rotative chargée avec des boulets d’acier de 40 mm de diamètre. L’appareil est mis en rotation (60 tr/min). La perte de volume des plaques après 24 et 48 heures est mesurée. La figure 14.28 illustre les résultats obtenus dans le cadre d’un important programme comparatif réalisé en 2002. Sur les 41 formules testées, 13 ont résisté 48 heures : les 6 formules à base de ciment alumineux ont montré une usure moindre que 7 formules à base de béton de ciment Portland. Les résultats détaillés de cette étude mettent en évidence qu’à résistance en compression égale, la résistance au choc des bétons de CAC,

813


1203 1268 1319 1332

mesurée par ce test sur une plage de résistances comprise entre 60 et 110 MPa, est supérieure. Les retours d’expérience montrent la bonne tenue des bétons d’aluminates utilisés pour protéger les puits de chute de minerais, à l’exemple du puits n° 5 de la mine Free State Gedult (Welkom, Afrique du Sud) qui était toujours en service après avoir conduit 25 millions de tonnes de minerai.

Formules comparables 950 1039 1049

1 200

600 400

631 700 724 770 796

800

441

339 413 370 436 469 546 647 653 709 740 838 753

1 000

236

Volume perdu par abrasion (cm3)

1 400

CAC

OPC

200

CAC 0

OPC

24 h

48 h

Figure 14.28 : volume de béton érodé après 24 et 48 heures d’abrasion pour 13 formules de bétons. Version modifiée du test SABS 541 : des plaques de bétons sont fixés sur les 4 côtés d’une « boîte rotative » contenant des boulets d’acier ; le volume perdu par abrasion est mesuré après 24 h et 48 h de rotation à 60 tr/min. Étant donné la sévérité du test, les plaques sont parfois détruites en cours d’essai. Pour cette étude, 41 formules ont été testées en variant notamment le type de liant (CAC vs OPC), le type de granulats, le rapport E/C, le type et la quantité de fibres. Seulement 13 séries d’éprouvettes ont résisté à 48 heures d’abrasion avec la méthode utilisée. Les six formules à base de ciment alumineux ont montré une usure moindre que 7 formules à base de béton de ciment Portland.

5. CONCEPTION DE BÉTONS ALUMINEUX DURABLES 5.1. Contexte normatif européen : norme EN 14647 La norme EN 14647, ratifiée en octobre 2005, concerne les ciments d’aluminates de calcium contenant entre 35 % et 58 % d’alumine et utilisés pour la confection de bétons ou de mortiers pour la construction. Lors de son entrée en vigueur définitive, en juillet 2007, cette norme européenne a remplacé les normes française NF P-315 et britannique BS 915 Partie 2 (qui couvraient uniquement le ciment alumineux à 40 % d’alumine).

814


Les CAC destinés aux produits formulés en usine (mortiers prêts à l’emploi) ne sont pas couverts par la norme EN 14647, de même que les ciments à haute teneur en alumine destinés aux applications réfractaires, chacun de ces domaines possédant ses propres référentiels normatifs. Le tableau 14.9 résume les exigences de la norme EN 14647 pour les ciments alumineux. Tableau 14.9 : exigences physiques et chimiques de la norme EN 14647. Propriétés

Méthode normalisée

Exigence

Temps de prise

EN-196-1

≥ 90 minutes

Résistance à la compression à 6 heures

EN-196-1

≥ 18,0 MPa

Résistance à la compression à 24 heures

EN-196-1

≥ 40,0 MPa

Teneur en alumine (Al2O3)

EN 196-2

35 % ≤ Al2O3 ≤ 58 %

Teneur en sulfure (S2–)

EN 196-2

≤ 0,10 %

Teneur en chlorures

EN 196-2

≤ 0,10 %

Teneur en alcalins

EN 196-2

≤ 0,4 %

Teneur en sulfates (SO3)

EN 196-2

≤ 0,5 %

Paramètres physiques

Paramètres chimiques

Comme il s’agit d’un ciment spécial, un guide d’utilisation du ciment alumineux dans les mortiers et bétons a été adjoint à la norme sous la forme d’une annexe informative (annexe A). Cette annexe rappelle les spécificités du ciment d’aluminates de calcium, dont notamment le phénomène de conversion, et passe en revue les différentes applications pouvant en bénéficier : résistance aux attaques chimiques, résistance à l’usure, durcissement rapide, bétonnage par temps froid, etc. À propos de la durabilité des bétons d’aluminates de calcium, l’annexe A de la norme européenne rappelle l’importance de vérifier l’adéquation à l’usage (fit for purpose). Ainsi, au-delà des règles de formulation recommandées (teneur en ciment minimale de 400 kg/m3, rapport eau totale/ciment ≤ 0,4), la performance observée en conditions réelles d’utilisation demeure une source d’information incontournable pour le concepteur.

815


5.2. Des règles d’utilisation proches de celles des bétons de ciment Portland Bien évidemment, la résistance chimique élevée des ciments alumineux permettra d’édifier des ouvrages durables dans un environnement chimiquement agressif si les bétons sont réalisés selon les règles de l’art et avec des granulats appropriés. D’une manière générale, les techniques habituellement utilisées pour la mise en œuvre des bétons de ciment Portland sont applicables aux bétons de ciment alumineux. On ne citera donc, ci-après, que des règles spécifiques à respecter tout particulièrement. La propreté est un facteur primordial pendant la mise en œuvre : tout contact avec des traces de béton d’autre nature ou de chaux doit être soigneusement évité, sous risque de prise accélérée. Les matériels seront donc propres et débarrassés de toute trace de béton frais ou durci. Le silo de ciment sera complètement vidé et nettoyé avant introduction du ciment alumineux. Depuis la fin des années soixante-dix, un dosage en ciment minimal de 400 kg/m3 a été recommandé pour permettre d’obtenir une ouvrabilité suffisante avec un rapport Etotale/C maximal de 0,4, mais aussi pour assurer une résistance mécanique – après conversion – suffisante dans la majorité des applications. Toutefois, l’annexe A de la norme européenne EN 14647 rappelle que la formulation du béton doit être établie en fonction des exigences de résistance mécanique et de durabilité de l’ouvrage à construire ; une formulation unique ne saurait répondre aux exigences de tous les cas de figure. Les différentes études de durabilité à long terme menées dans les années soixante, soixante-dix et quatre-vingt expriment les formulations en Eau totale plutôt qu’en Eau efficace. Ainsi, la recommandation historique d’une valeur maximale de Etotale/Ciment de 0,4 correspond, selon la porosité des granulats utilisés, à des rapports Eefficace/Ciment de l’ordre de 0,33 à 0,38. Le dosage optimal en ciment alumineux dépend de la nature des granulats, de leur granulométrie et de leur dimension maximale, du rapport ET/C et de l’ouvrabilité recherchée. Des valeurs entre 400 et 550 kg/m3 sont courantes avec les bétons de ciment alumineux. La maniabilité ne doit être améliorée qu’en augmentant le dosage en ciment, ou à l’aide d’adjuvants plastifiants ou superplastifiants – en respectant le rapport ET/C – mais en aucun cas en ajoutant de l’eau seulement. L’eau de gâchage doit être propre et conforme à la norme en vigueur applicable au gâchage des bétons. L’eau recyclée des centrales à béton ne doit pas être utilisée car sa forte teneur en chaux pourrait provoquer la prise en quelques minutes.

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L’eau de mer provoque des retards de prise et ne doit pas être utilisée pour les bétons de structure.

5.3. Un choix de granulats mettant en valeur les propriétés des ciments alumineux Le choix des granulats est évidemment important. D’une manière générale, on proscrira les granulats susceptibles de libérer des alcalins comme, par exemple, les granites altérés, les roches contenant des éléments schisteux, micacés, feldspathiques et les granulats de laitier. La nature des granulats sera choisie en fonction des propriétés finales recherchées pour le béton ou le mortier. Ainsi, les granulats calcaires durs seront les plus appropriés pour répondre à des critères de résistance mécanique traditionnelle. Cependant, on utilisera plutôt des granulats de dureté supérieure tels que le basalte ou, mieux, Alag ou le corindon pour garantir une bonne durabilité des bétons dans des conditions d’abrasion exceptionnelles. Dans le cas d’environnements développant des contraintes différentielles importantes (chocs thermiques, impacts, poinçonnement, etc.), on privilégiera Alag, car il permet une meilleure liaison chimique pâte/granulat et confère au béton une grande homogénéité de comportement mécanique, thermique et chimique. La courbe granulaire optimale des granulats utilisés dépend essentiellement du mode de mise en place utilisé. D’une manière générale, la présence de fines inférieures à 0,160 mm est très préjudiciable aux résistances mécaniques; on utilisera par conséquent des sables lavés pour les bétons de structure

5.4. Une mise en œuvre usuelle prenant en compte les flux thermiques Les règles de mise en œuvre sont celles des bétons conventionnels. Comme pour tous les bétons, il est essentiel d’assurer pour les bétons de ciment alumineux une bonne compacité. Etant donné l’ouvrabilité modérée et le caractère thixotropique des bétons de ciment alumineux en l’absence de superplastifiant, il est nécessaire d’utiliser les moyens de serrage mécaniques (aiguilles vibrantes ou coffrage vibrant). La cure demande une attention particulière en raison de l’autoéchauffement plus important du béton de CAC, spécialement pour les sections supérieures à 100 mm. D’une part, on doit utiliser des moyens appropriés pour éviter la dessiccation précoce du béton en surface. D’autre part, on ne doit pas favoriser le différentiel thermique entre la peau et le cœur du béton, ce qui augmente le risque de fissuration d’origine thermique. Une méthode de cure contraignante utilisée dans le passé consistait à retirer les coffrages non porteurs dès l’échauffement du béton (environ quatre heures après le bétonnage) et d’arroser en permanence pendant au

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moins vingt-quatre heures. Cet arrosage ne visait pas tant à refroidir l’ouvrage dans sa masse qu’à maintenir une humidité permanente en surface. L’utilisation de produit de cure (pour autant qu’il demeure efficace malgré l’auto-échauffement) ou la couverture avec des bâches plastique étanches élimine avantageusement les contraintes liées à la cure par arrosage. Pour le bétonnage par temps froid, les ciments alumineux, en raison de leur exothermicité précoce et rapide, offrent des possibilités de bétonnage supérieures à celles des ciments Portland. Il est possible, en effet, de les mettre en œuvre jusqu’à – 10 °C. Toutefois, pour garantir au béton une qualité indispensable à sa bonne durabilité, il est important de ne pas utiliser de granulats gelés, de gâcher à l’eau tiède (voire chaude), et de protéger le béton pour qu’il ne gèle pas durant les quatre à cinq premières heures qui suivent la fin de la mise en place, le temps que l’hydratation débute. Pour le bétonnage par temps chaud, on doit éviter une température élevée du béton plastique non seulement pour maintenir une ouvrabilité et une durée pratique d’utilisation correctes, mais aussi pour minimiser les impacts d’un autoéchauffement trop important. On appliquera les précautions nécessaires pour réduire la température du béton : ne pas stocker au soleil les constituants du béton, arroser les granulats, utiliser une eau de gâchage la plus froide possible, etc. L’utilisation d’un retardateur est toujours souhaitable (voir titre suivant). L’anomalie de temps de prise, phénomène spécifique des ciments alumineux observé entre 26° et 30°, induit à la fois une perte d’ouvrabilité du béton plastique et un retard de prise de quelques heures. Cette anomalie ne doit jamais être corrigée par un ajout d’eau mais plutôt en prenant des mesures assurant une température du béton frais inférieure à 25 °C (eau froide ou ajout de glace, granulats à l’abri du soleil, etc.)

5.5. Une adjuvantation simple… mais spécifique Le choix des adjuvants doit permettre de répondre aux contraintes de mise en place en termes de délais, de fluidité, etc., et de garantir, malgré ces contraintes, l’obtention d’un produit final de bonne qualité en termes de structure et de résistances mécaniques et chimiques. En première approche, on retiendra que les adjuvants usuels du ciment Portland sont peu ou pas efficaces avec le ciment alumineux. Les plastifiants les plus efficaces des ciments alumineux sont aussi des retardateurs; il s’agit essentiellement de produits en poudre utilisés par les manufacturiers de mortiers en sac : les acides, les citrates, les tartrates, les complexants tels que les sels d’EDTA, les tripolyphosphates, l’hexamétaphosphate de sodium, le carbonate et le bicarbonate de sodium. Ces produits agissent principalement comme complexants du calcium, leurs effets respectifs sur la rhéologie des bétons sont légèrement différents, mais très efficaces et peuvent être optimisés par mélange.

818


Les superplastifiants des ciments Portland de type lignosulphonate, mélamine ou naphtalène sont peu efficaces avec le ciment alumineux. Par contre, les molécules récentes de type polycarboxylates ont un puissant effet de fluidification, rendant possible la production de bétons très maniables, voire fluides. La durée de cet effet fluidifiant varie – selon le ciment alumineux utilisé – entre 15 et 90 minutes. Les retardateurs simples apportent parfois aussi un faible effet fluidifiant : il s’agit des sucres (glucose, saccharose), des polysaccharides (amidon, cellulose). L’accélérateur le plus fréquemment utilisé est le carbonate de lithium, avec lequel il est possible d’obtenir un réglage très précis de la prise et du durcissement, pour autant qu’il soit uniformément dispersé dans la masse du béton. Il n’y a pas de contre-indication à l’usage des entraîneurs d’air avec le ciment alumineux. Mais il est recommandé de vérifier si le produit utilisé n’entraîne pas une modification des vitesses de prise et de durcissement incompatible avec l’application considérée.

6. CONCLUSION Le ciment alumineux a été conçu depuis son origine pour présenter une excellente résistance aux agressions extérieures. L’usage a montré qu’il accroît la durabilité des bétons et mortiers dans des environnements réputés difficiles tels que les sols chargés en sulfates, les milieux marins, les réseaux d’assainissement ou les sites industriels. Ces milieux présentent rarement un seul facteur agressif, chimique ou mécanique, et rassemblent un ensemble de contraintes aussi diverses que corrosion chimique, érosion, poinçonnements et impacts, compression et flexion, chocs thermiques d’intensité variable dans le temps et souvent mal déterminées, ce qui les rend complexes à étudier. De nombreuses études de laboratoire ont permis d’appréhender les mécanismes mis en jeu lors de ces agressions et, par là même, de mieux répondre pour chaque cas aux attentes de durabilité, par un choix approprié des granulats et par une attention particulière portée aux conditions de mise en place. Le phénomène de conversion doit en particulier être pris en compte dès la conception des ouvrages en vérifiant que les propriétés du béton après conversion sont en adéquation avec les propriétés attendues. Le ciment alumineux est un ciment spécial dont les propriétés de durabilité spécifiques peuvent être avantageusement valorisées dans certaines applications exigeantes. Cette bonne durabilité en milieux agressifs est confirmée depuis de nombreuses années par l’expérience pratique.

Souvent, le ciment alumineux, sans être nécessairement la solution la mieux adaptée pour un type d’environnement ou de contrainte considéré individuellement,

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constitue une solution durable parce qu’il présente une grande résistance vis-à-vis de la plupart des agressions mécaniques et physico-chimiques qui sont souvent présentes simultanément dans les environnements agressifs. Cette résistance particulière est confirmée depuis de nombreuses années par l’expérience pratique. Le développement durable devient aujourd’hui une approche incontournable d’évaluation des choix des méthodes et des matériaux de construction. La capacité des bétons d’aluminates de calcium à protéger les ouvrages et à en augmenter la longévité est une option à la disposition des concepteurs pour améliorer le bilan global de la construction à réaliser. Ainsi, une plus longue tenue à l’usure, une bien meilleure résistance à la corrosion bactériogénique ou encore le piégeage efficace d’ions toxiques autrement libérés dans l’environnement sont autant de moyens d’augmenter la durabilité des ouvrages. Bibliographie [ALE 01] ALEXANDER – “Acid resistance of calcium aluminate cement in concrete sewer pipe mixtures”. Calcium Aluminate Cement 2001, R.J Mangabai & F.P. Glasser eds, 2001, p. 633-645. [AND 01a] ANDION et al. – “ Forced rebar corrosion for durability problems in calcium aluminate cement structures”. Calcium Aluminate Cement 2001, R.J. Mangabhai & F.P.Glasser eds, 2001, p.397-404. [AND 01b] ANDION et al. – “Metallic Corrosion of steels embedded in calcium aluminate cement mortars”. Calcium Aluminate Cement 2001, R.J. Mangabhai & F.P.Glasser eds, 2001, p.405-420. [AUE 95] AUER S. et al. – “Investigation on MSW fly ash treatment by reactive calcium aluminates and phases formed”. Cement and Concrete Research, vol. 25, 1995, p. 1347-1359. [BAG 98] BAGOSI et al. – “Caesium immobilisation in hydrated calcium-silicate-aluminate systems”. Cement and Concrete Research, vol. 28, n° 12, 1998, p. 1753-1759. [BAK 96] BAKER – “High Alumina Cement”. Information Series of CSR Humes, NPD9601, 1996, 8 p. [BAY 90] BAYOUX et al. – “Acidic Corrosion of High Alumina Cement”. Calcium Aluminate Cements, Proc Interal Symp, Queen Mary and Westfield College, University of London, 9-11 July 1990, R.J. Mangabhai ed., London, E. & F.N. Spon, 1990, p. 230-240. [BRE 94] Building Reasearch Establishment – Assessment of existing high alumina cement concrete construction in the UK, BRE Digest 392, 1994. [BRE 98] Building Reasearch Establishment – “The performance of ageing calcium aluminate cement concrete. Lessons from case studies”. A.M. Dunster et al., BRE Client Report CR 139/96, March 1998. [BRE 05] Building Reasearch Establishment – “Assessment of cores taken from the Montrose bridge”. BRE Client Report 225 344, Septembre 2005.

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CHAPITRE 15

La durabilité des bétons de ciment prompt naturel D. SOMMAIN

Résumé Le ciment prompt naturel d’une composition chimique proche des ciments Portland se distingue de ceux-ci de par une composition minéralogique spécifique. Cette dernière formée à une température comprise entre 800 et 1200 °C procure à ce ciment naturel une prise rapide de l’ordre de quelques minutes. La prise est suivie immédiatement d’une montée en résistance qui s’effectue en deux temps: rapide de la fin de prise à quelques heures puis continue dans le temps pendant de nombreux mois. Cette composition minéralogique spécifique avec une quasi absence de portlandite confère une bonne tenue aux eaux agressives et à la pollution urbaine prouvée sur plus de 150 ans.

Mots-clés ATTAQUE SULFATIQUE, BÉLITE, CHAUX ROMAINE, CIMENT NATUREL, CIMENT ROMAIN, CUISSON BASSE TEMPÉRATURE, EAUX AGRESSIVES, HYDRATATION RAPIDE, MAYÉNITE, POLLUTION URBAINE.

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1. INTRODUCTION Le ciment prompt naturel (CNP) ne se distingue pas des ciments Portland par sa composition chimique mais par sa composition minéralogique spécifique lui conférant un temps de début de prise très rapide (2 minutes) suivi une minute après, dès la fin de prise, par un durcissement immédiat, rapide et progressif dans le temps. Les applications qui découlent de ces propriétés de rapidité sont celles qui réclament une remise en service tout aussi rapide, telles que : des mortiers de scellement, de réparation et de maçonnerie rapide, d’étanchéité, d’arrêt de venue d’eau… Ces propriétés ont donné satisfaction aux utilisateurs au cours du temps. Ce ciment est fabriqué depuis plus de 150 ans; de nombreux ouvrages anciens à base de ce liant sont encore en service et visitables à l’heure actuelle. À une époque où il est souvent exigé une durée de service de 100 à 120 ans, le ciment prompt naturel est une solution originale de durabilité. Dans ce chapitre, il sera abordé la composition minéralogique assurant les propriétés de rapidité et de durabilité du CNP. Un exemple de comportement sur plus de 120 ans face aux agressions urbaines sera explicité. La tenue aux eaux agressives sera développée. Nous verrons que pour une application de qualité durable des dosages spécifiques doivent être utilisés. Histoire des ciments naturels Au début du XIXe siècle, dans toute l’Europe, une émulation se créa pour remplacer les fameux mélanges chaux et pouzzolanes datant de l’époque romaine. La pouzzolane, importée d’Italie, était chère et de qualité très inégale. Dans l’esprit du siècle des lumières, pour des raisons économiques, d’indépendance nationale et de recherche de technicité pour aller vers plus d’hydraulicité de nombreux chaufourniers se mirent à cuire des calcaires moins purs de manière empirique avec plus ou moins de bonheur. En 1818, Louis Vicat [VIC 18] développe, devant l’Académie des sciences qui l’approuva, pour la première fois la théorie de l’hydraulicité (propriété des liants de durcir sous l’eau) en démontrant scientifiquement le rôle de la teneur en argiles dans les calcaires de l’époque. En utilisant le rapport argile/chaux, il définit « l’indice d’hydraulicité » ce qui lui permit de classer les chaux et ciments naturels de l’époque (figure 15.1) et d’inventer les ciments artificiels en reconstituant des mélanges de chaux et d’argile. C’est avec cette même clairvoyance que L. Vicat conseilla la première fabrication industrielle de Ciment Prompt Naturel en 1842 à Grenoble [VIC 40, DUM 60] sur les lieux même d’une exploitation de chaux où affleure un calcaire argileux qu’il trouva [VIC 27, VIC 26] en 1827. Son fils Joseph continua la fabrication de ce ciment naturel en Chartreuse sur le site de « la Pérelle » où il est toujours fabriqué. Du fait des qualités intrinsèques de sa matière première, le ciment prompt naturel Vicat traversa les siècles pour être aujourd’hui le seul ciment naturel produit en quantité industrielle dans le monde.

826

La durabilité des bétons de ciment prompt naturel

Indice d'hydraulicité ((silice + alumine)/chaux) 0,1

0,31

0,5

0,65

Température de cuisson (°C)

1 700 ciment Portland artificiel 1 500 chaux faiblement hydraulique

1 300

ciment prompt naturel

ciment Portland naturel

1 100

ciment naturel chaux moyennement hydraulique

chaux grasse

900

chaux

700 chaux éminemment hydraulique

chaux limite

500 0

5

10

15

20

25

30

35

Argile (%)

Figure 15.1 : classification de L. Vicat. Il s’agit de la première classification vraiment scientifique des liants hydrauliques. Elle résulte des premiers travaux de L. Vicat qui a reproduit artificiellement un liant hydraulique en réalisant la cuisson d’un mélange de calcaire et d’argile. Cette classification est basée sur la proportion d’argile et sur l’indice d’hydraulicité qui se calcule en faisant le rapport (silice + alumine)/chaux. En fonction de la température de cuisson des différents liants, il est possible de situer les premiers liants chaux et ciment naturel par rapport aux ciments modernes.

À cette époque, partout ailleurs, des ciments naturels aussi appelés « ciments romains » ou « chaux romaines » ou tout simplement chaux hydrauliques sont fabriqués à partir de calcaire ayant une teneur en argile plus importante que les ciments Portland actuels [ECK 28]. De fait la composition chimique de ces liants naturels [MER 06] est très variée et s’étend des clinkers Portland actuels aux laitiers (figure 15.2) Le procédé de cuisson de l’époque, cuisson en four droit à température inférieure à 1200 °C, n’était pas adapté pour combiner totalement la chaux avec la silice. Pour garder le maximum d’hydraulicité, l’extinction de cette chaux vive, comme il se fait actuellement pour les chaux hydrauliques naturelles, n’était pas souhaitée. C’est la raison pour laquelle la teneur en chaux devait être plus basse donc une matière première riche en argile. Cette absence de chaux vive explique la différence d’appellation entre ciment naturel et chaux hydraulique naturelle alors qu’ils ont en commun les mêmes minéraux mais en proportion différente.

827


2. CARACTÉRISTIQUES DU CIMENT PROMPT NATUREL 2.1. Composition chimique et minéralogique : un liant bélitique activé par des aluminates très réactifs Le ciment prompt naturel (CNP) résulte de la cuisson de matériaux issus d’un seul et même banc de marnes situé à la base du crétacé du massif de la Chartreuse en Isère. Ce banc présente une composition chimique très constante avec un titre en carbonate (teneur en carbonate de calcium et de magnésium exprimé en CaCO3) de 72 pour 78 avec les clinkers Portland. Il est donc proche d’un cru de clinker Portland classique mais avec toutefois des singularités qui en font un matériau unique. Cette marne, extrêmement fine et homogène associe dans un même matériau calcaire et argiles, le tout très intimement mêlé. Aucun correcteur de composition n’est ajouté d’où son appellation de ciment naturel. Les pierres extraites de la carrière souterraine sont concassées et cuites en blocs de 2 à 20 cm de diamètres dans des fours droits. 0

100 90

10

80

20

O Ca

60

40

Ciments sulfo-alumineux

30

70

Ciment prompt naturel 20

80

Chaux hydraulique

Ciments alumineux

40

60

Clinkers Portland

10

90 100 0

Ciments haut-fourneau CEM III

2

50

50

(d'après [MER 06])

SiO

Laitiers Ciments naturels

Pouzzolanes

70

30

10

20

30

40

50

60

70

80

90

0 100

Al2O2

Figure 15.2 : localisation du ciment prompt naturel dans le triangle CaO-SiO2-Al2O3, d’après [MER 06].

Le ciment prompt naturel comme les clinkers Portland se positionne globalement entre les domaines des chaux hydrauliques et des ciments naturels. L’originalité du CNP ne provient pas d’une composition chimique particulière (tableau 15.1 et figure 15.2), elle est très voisine de celle d’un clinker Portland, mais plutôt d’une cuisson à température basse et à large spectre thermique de 600 à 1200 °C.

Il en résulte la formation à l’état solide avec peu de phases fondues d’une vaste gamme de minéraux : – une partie de la pierre n’est pas suffisamment chauffée ; elle est simplement déshydratée d’où la perte au feu élevée et la présence de résidu insoluble ;

828


– à température plus élevée, toute une famille d’aluminates plutôt pauvres en chaux se forment : C4AF, C3A, C12A7, C4A3 S et C2AS. Des traces de monoaluminate de calcium sont présentes. Malgré leur variété, la somme de tous les aluminates hydrauliques présents dans le CNP ne dépasse guère 20 % du total des phases, cette valeur reste dans la fourchette des ciments artificiels qui renferment couramment entre 16 et 21 % d’aluminates ; – la bélite (C2S) est très largement majoritaire, représentant près de la moitié du liant ce qui fait du CNP un liant bélitique. L’alite (C3S), principal constituant des ciments artificiels, n’est ici présente qu’en très faibles quantités car s’il y a réaction, elle est locale et très partielle. La combinaison silice-chaux est assez équilibrée puisque la formation de chaux vive (CaO) est minime (de l’ordre de quelques %). Le CNP renferme également en faibles quantités d’autres phases telles que le périclase, des sulfates alcalins, des sulfates de calcium et calco-alcalins qui jouent un rôle très important lors de l’hydratation du liant. Tableau 15.1 : composition chimique et minéralogique type du CNP. PF 975 °C

SiO2

Al2O3

Fe2O3

CaO

MgO

SO3

K2O

Na2O

9%

18 %

7,5 %

3,5 %

53 %

4%

3,5 %

1%

0,5 %

C3S

C2S

C3A

C4AF

C12A7 C4A3 S Périclase

Chaux libre

Calcite Sulfates

5-15 % 40-60 % 6 ± 2 % 9 ± 2 % 3 ± 1 % 3 ± 1 % 4 ± 1 % 2 ± 2 % 10-15 % 3 ± 1 %

Autres dont phases amorphes 10-15 %

La cuisson à basse température donne naissance à des minéraux de très petite taille dont certains mal cristallisés sont plus réactifs que dans un clinker de ciment artificiel. Contrairement à ce dernier, le CNP ne reçoit aucun ajout de gypse ou d’anhydrite pour réguler sa prise. La seule source de soufre provient donc des différents sulfates présents naturellement dans le ciment. L’autre particularité de cette cuisson à une température moins élevée qu’un ciment Portland est un bilan thermique faible de l’ordre de 65 % de celui d’un CEM I. À cette contribution au développement durable s’ajoute le fait que les émissions de CO2 de décarbonatation du CNP représentent 80 % de celui des CEM I.

829


2.2. Hydratation du CNP : deux phases d’hydratation originales Les réactions d’hydratation se font en deux phases distinctes : la première très rapide grâce aux aluminates très réactifs et la seconde grâce à la réaction à moyen et long terme de la bélite.

Les premiers hydrates commencent à se former juste après le gâchage. L’hydratation très rapide d’une partie du C12A7 et du C3A en présence de soufre provenant des divers sulfates alcalins, et de chaux hydratée donne naissance à des hydrates d’aluminium sulfocalciques de type monosulfoaluminate de calcium (réactions 1 et 2). L’hydratation du C4AF (réaction 3) en présence toujours des sulfates de la solution interstitielle poursuit cette formation. Le C4A3 S , qui s’hydrate plus tardivement (quelques heures), apporte une nouvelle quantité de monosulfoaluminate qui se rajoute à la précédente (réaction 4). En général, au bout de 48 heures une bonne partie des aluminates est hydratée ainsi que le peu de C3S alors que l’hydratation de la bélite n’a pas encore commencé (réaction 5), celleci ne débute qu’au bout de quelques jours. Entre les deux les résistances mécaniques évoluent peu, elles reprennent entre 5 et 7 jours avec l’hydratation progressive de la bélite. C12A7 + 7Ca2+ + 7 SO42– + 9 Ca(OH)2 + 75 H2O → 7 C3A.CaSO4.12H2O (1) C3A + Ca2+ + SO42– + 12 H2O → C3A.CaSO4.12H2O

(2)

C4AF + SO42– + 13 H2O → C3(A,F)CaSO4.12H2O + 2OH–

(3)

C4A3 S + 8 Ca2+ + 2 SO42– + 36 H2O + 12OH– → 3C3A.CaSO4.12H2O + 6H2O (4) C2S + 2 H2O → C-S-H + Ca(OH)2

(5)

Contrairement à l’alite, que l’on trouve en abondance dans les ciments artificiels, l’hydratation de la bélite ne donne naissance qu’à une faible quantité de portlandite (hydroxyde de calcium). Au bout de quelques semaines d’hydratation, une pâte ou un mortier de CNP renferme donc une bonne part d’hydrates stables (monosulfoaluminate de calcium, C-S-H). Ces minéraux sont beaucoup moins sensibles aux altérations que la portlandite ou les aluminates de calcium.

L’observation au microscope électronique à balayage de pâtes et mortiers de CNP âgés de plus d’un mois révèle une texture souvent compacte (figures 15.3 et 15.4), fermée, peu poreuse. La plupart des hydrates formés (monosulfoaluminates et CS-H) sont de très petites tailles et très imbriqués les uns dans les autres. Les auréoles de transitions entre la pâte et les granulats, qui sont souvent des zones privilégiées pour la circulation des solutions d’altération, sont ici fines, pauvres en portlandite, peu poreuses, d’où une durabilité accrue du matériau.

830


Figure 15.3 : aspect de la pâte de CNP dans un mortier, rapport sable/ciment = 1/3 E/C = 0,5 à 56 jours (image au microscope électronique à balayage).

Figure 15.4 : aspect de l’auréole de transition pâte/granulat dans un mortier rapport sable/ciment = 1/3 à 56 jours (image au microscope électronique à balayage).

2.3. Normalisation et agrément technique européen La norme NF P15-314 définit les spécifications des caractéristiques chimiques et mécaniques du ciment prompt naturel. Le Laboratoire d’essais des matériaux de la Ville de Paris, dans le cadre de l’attribution de la marque NF vérifie la conformité de cette norme. La norme NF P15-317 Ciments pour travaux à la mer le reconnaît apte pour les travaux à la mer.

831


Un agrément technique européen (ETA-07/0019) atteste la conformité du produit aux spécifications techniques harmonisées (annexe ZA) de la norme à laquelle il se réfère (NF EN 197-1). Cette procédure permet d’obtenir le marquage réglementaire CE.

3. DURABILITÉ DES MORTIERS ET BÉTONS DE CIMENT PROMPT NATUREL 3.1. Une solution rapide et durable, une montée en résistance sur plusieurs années Les deux caractéristiques principales du ciment prompt naturel (CNP) en ce qui concerne l’évolution des résistances dans le temps sont : – une montée très rapide des résistances dès la fin de prise ; – une progression continue sur plusieurs années. Le tableau 15.2 montre cette évolution des résistances. L’hydratation des minéraux alumineux (C12A7, C4AF et C3A) et dans une moindre mesure sulfoalumineux (C4A3 S ) est responsable de cette montée rapide en résistance de la prise jusqu’à quelques jours. Bien que la teneur en alumine soit relativement faible (7,5 %), les interactions positives entre les différents minéraux alumineux lors de l’hydratation en font un système très réactif en terme de prise et de durcissement ce qui facilite la mise en service rapide des travaux. Tableau 15.2 : montée en résistance à court et long terme (mortier de rapport sable/ciment =1/1, E/C=0,38). Échéances

15 min

1 heure

3 heures

1 jour

7 jours

28 jours

Valeurs (MPa) moyennes

5,5

7

9

15

23

32

Spécifications NF P15-314

>4

>6

>8

> 10

>14

> 19

Échéances

3 mois

6 mois

1 an

2 ans

5 ans

10 ans

Valeurs (MPa) moyennes

40

46

52

60

63

67

L’hydratation lente de la bélite (C2S) assure ensuite la montée en résistance sur plusieurs années. Ce silicate dicalcique apporte donc un potentiel d’hydratation dans le temps et une possibilité « d’autocicatrisation » d’éventuels dommages tels qu’une microfissuration au jeune âge. Il s’agit donc d’une propriété de durabilité importante.

832


3.2. Durabilité face aux agressions de la pollution urbaine Le fait que le ciment prompt naturel soit fabriqué avec pratiquement le même procédé (four droit) depuis les années 1850 jusqu’à maintenant et que de nombreux édifices construits il y a plus d’une centaine d’année soient encore fonctionnels, nous donne un recul unique pour caractériser la durabilité dans le temps de ce ciment. La ville de Grenoble a un patrimoine du XIXe siècle riche en constructions à base de ce ciment naturel. Le Cercle des partenaires du patrimoine [CAI 05a, CAI 05b] a mené un programme de recherche concernant les ciments naturels Isérois et leurs altérations. Une enquête de terrain a tout d’abord permis de recenser une soixantaine d’édifices sur l’Isère utilisant des ciments naturels. Un bon état de conservation de ces bétons anciens a été constaté. Deux principales altérations de surface ont, toutefois, été observées : un phénomène d’érosion laissant apparaître les granulats (figures 15.5 et 15.6) et un phénomène d’écaillage de surface associé à des croûtes noires (figure 15.7). Le phénomène d’érosion a été observé sur la quasitotalité des bâtiments alors que l’écaillage ne concernait que quelques édifices. Des analyses physico-chimiques ont ensuite été menées sur des échantillons prélevés sur cinq sites représentatifs. Elles ont permis d’identifier des microstructures se rapprochant de celles du ciment prompt actuel, confirmant des données historiques concernant les matériaux de construction des édifices. Elles ont également conduit à caractériser les mécanismes d’altération.

Figure 15.5 : exemple d’altération par érosion sur un moellon en ciment naturel, église Saint-Bruno de Grenoble [CAI 05a] (photo Cercle du patrimoine).

Figure 15.6 : exemple d’altération par érosion sur un décor de façade à Grenoble [CAI 05a] (photo Cercle du patrimoine).

833


Figure 15.7 : phénomène d’écaillage associé au développement de croûtes noires sur le lycée Champollion de Grenoble [CAI 05a] (photo Cercle du patrimoine).

3.2.1. Les phénomènes d’écaillages (exemple des piliers du lycée Champollion datant de 1882) Des observations au microscope électronique à balayage (figure 15.8) ont révélé de nombreuses cristallisations de gypse en surface et en subsurface des zones écaillées. Zone 4

Zone 3

Zone 2 Zone 1 Surface externe

Pâte de ciment carbonatée

Cristaux de gypse

Béton carbonaté

Gypse cristallisé dans les microporosités de la pâte

Veines de cristaux de gypse

Croûte noire

Figure 15.8 : cartographie EDS montrant la répartition du soufre (cristallisations de gypse) dans la subsurface des échantillons prélevés dans la zone écaillée du lycée Champollion [CAI 05a].

Des cartographies élémentaires, réalisées par spectrométrie à dispersion d’énergie (EDS), ont montré plusieurs formes de cristallisation du gypse localisées dans quatre principales zones présentant des microstructures différentes en fonction de la profondeur : • zone 1 : zone d’environ 200 µm d’épaisseur, localisée en surface et principalement, composée de gypse. Elle correspond à la croûte noire observée en surface

834


qui provient certainement d’un apport de soufre externe probablement causé par la pollution urbaine ; • zone 2: zone très microfissurée d’environ 500 µm d’épaisseur localisée en subsurface, les cristallisations de gypse sont localisées dans des microfissures parallèles à la surface. Ce gypse est de type palissadique avec une croissance perpendiculaire à la surface ; • zone 3: zone plus compacte d’environ 2,5 mm d’épaisseur, de nombreuses cristallisations de gypse ont été observées dans les microporosités de la pâte ; • zone 4: elle correspond au béton carbonaté. Sa morphologie est représentative des zones non écaillées. Les cristallisations de gypse ne sont plus détectées sauf dans le cas de fissures se propageant depuis la surface. Ces formes cristallines du gypse ainsi que leurs localisations présentent de nombreuses similitudes avec les mécanismes d’altération des pierres liés à la présence de croûte noire [BRO 96]. Cette dernière correspond à un dépôt de surface constitué de gypse cimentant d’autres particules apportées par l’environnement extérieur telles que les cendres volantes, des suies. Les cristallisations internes de remplissage de type palissadique constatées dans les microfissures et les porosités des pierres altérées sont du même type que celles observées dans la zone 2.

3.2.2. Les phénomènes d’érosion (exemple de l’église Saint-Bruno datant de 1874) Bien qu’un faible enrichissement en soufre ait été constaté sur les 5 premiers millimètres, sans doute lié à un apport externe causé par la pollution urbaine, le phénomène d’érosion semble principalement lié à une dissolution associée à l’eau de pluie.

3.2.3. Carbonatation Les différentes mesures ont montré une profondeur de carbonatation variant de 15 à 30 mm seulement. Sur une soixantaine d’édifices recensés (en béton âgé de plus d’une centaine d’années), quelques-uns présentent une altération conséquence d’une attaque sulfatique due à la pollution urbaine. Ces altérations, qui n’affectent le béton que sur quelques millimètres, sont tout à fait comparables à celles observées sur les pierres d’après [BRO 96]. Étant donné l’âge plus que centenaire des bétons étudiés, leur faible profondeur de carbonatation confirme leur bonne tenue dans le temps.

835


3.3. Résistance aux eaux agressives La réponse du CNP aux agressions extérieures est dictée par sa composition minéralogique spécifique ainsi que par sa porosité. • La portlandite est très peu présente dans le ciment hydraté, de ce fait, sa dissolution par une attaque acide a peu d’effet et la formation de gypse secondaire par substitution avec les sulfates lors d’une attaque sulfatique est peu importante. La réaction entre ce gypse secondaire avec des reliquats de C3A anhydre ou le monosulfoaluminate de calcium pour la formation d’ettringite secondaire est donc réduite. Cette ettringite secondaire se formant dans un milieu pauvre en chaux ne provoque pas d’expansion [BAR 92]. La figure 15.9 montre un comportement similaire à un ciment de qualité PM ES en présence d’eau sulfatée. • L’hydratation lente du C2S donne un potentiel d’hydrate se développant dans le temps permettant la formation d’une faible perméabilité (figure 15.10). • Les résultats des essais de longue durée (50 ans) effectués sur des cubes de bétons de CNP immergés dans la zone de marnage dans le port de La Rochelle, ayant permis au CNP d’obtenir la norme NF P15-317, confirment la bonne tenue du ciment prompt naturel à l’eau de mer.

Expansion (μm/m)

1 000 800 600 400 200 0 0

50

100

150

200

250

300

350

Jours n° 1

n° 2

n° 3

n° 4

Figure 15.9 : comportement en présence d’eau sulfatée. Des éprouvettes (2,5 × 2,5 × 28cm) de mortier de CNP (courbes 1 et 2) de rapport sable/ciment = 1/2 et de E/C = 0,40 et de mortier de CEM I 52,5 N PM ES (courbes 3 et 4) de rapport sable/ciment = 1/3 et de E/C = 0,50 ont été conservées en immersion totale (courbe continue) ou en cycle mouillage séchage journalier (courbe pointillée) 16 heures d’immersion et 8 heures de séchage dans une solution de sulfate de magnésium concentrée à 50 g/L d’eau pendant un an.

836


Perméabilité 1,E-10 1,E-11

Coefficient 1,E-12 de perméabilité (m/s) 1,E-13 1,E-14 1,E-15 CEM II 42.5 1/3

CNP 1/1

Composition 28 jours

3 mois

6 mois

12 mois

Figure 15.10 : évolution du cœfficient de perméabilité d’un mortier de CNP. Mortier de CNP (rapport ciment/sable = 1/1, E/C = 0,38) et d’un mortier de CEM II 42,5 (rapport ciment/sable = 1/3, E/C = 0,5) Les dosages testés sont différents car ils correspondent à ceux habituellement utilisés sur chantier.

4. LES RÈGLES D’UTILISATION POUR UNE BONNE DURABILITÉ Le temps de prise rapide et les dosages doivent être maîtrisés pour une bonne qualité d’application et surtout pour avoir une bonne garantie de durabilité. Il faut veiller à ne pas se faire surprendre par la prise rapide car cela entraîne une perte de maniabilité irréversible. Remalaxer le mortier ou le béton après le début de prise ainsi qu’effectuer un rajout d’eau ne fait qu’altérer la précipitation et la cristallisation des minéraux en augmentant la porosité.

Le ciment prompt naturel est utilisé dans les mortiers et bétons. Le maximum de compacité pour une bonne durabilité est obtenu comme avec les autres liants en optimisant le squelette granulaire des granulats (voir le chapitre 3).

4.1. Un dosage spécifique et compatibilité de l’adjuvantation Afin que les résistances aux jeunes âges se développent de manière optimale et que la durabilité soit maximum, il est conseillé d’utiliser un rapport eau/ciment inférieur à 0,5, idéalement à 0,4. Afin d’avoir une maniabilité acceptable par les utilisateurs, cela implique des dosages recommandés [VIC 03, BAR 96] plus élevés que ceux des ciments Portland, de l’ordre de 600 à 900 kg/m3 pour les mortiers et de 400 à 600 kg/m3 pour les bétons.

Même à ces dosages élevés, le retrait du ciment prompt naturel n’est pas supérieur à ceux des ciments Portland à leur dosage usuel. Il est possible d’utiliser le ciment prompt naturel à des dosages inférieurs et des E/C supérieurs à ceux recomman-

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dés pour des usages peu sollicités mécaniquement et ne nécessitant pas une durabilité maximum. L’emploi d’adjuvant réducteur d’eau peut permettre de baisser ces dosages recommandés en respectant le rapport eau/ciment optimum. Les familles de plastifiant et superplastifiant adaptées sont par ordre d’efficacité : les polycarboxylates spécifiques aux liants rapides, les lignosulfonates, les polynaphtalènes sulfonates et les polymélamines sulfonées. Pour les autres adjuvants, leur compatibilité avec le ciment prompt naturel doit être vérifiée par des essais préalables.

4.2. Maîtrise du temps de prise, emploi La prise rapide du ciment prompt naturel ne laisse du temps disponible que pour mettre en œuvre de faibles quantités (de l’ordre de quelques litres). L’emploi de retardateur devient donc évident pour gâcher de grands volumes de bétons.

Le retardateur le plus efficace est l’acide citrique. Comme autre facteur influant sur le temps de prise, la température est à prendre en considération (tableau 15.3). Tableau 15.3 : facteurs modifiant le temps de prise (pâte pure, E/C = 0,36). Température (°C) Temps de prise en fonction de la température

5

10

20

30

Début de prise (min)

5

3

1,5

1

Fin de prise (min)

6

4

2

1,5

0

0,3

0,6

0,8

Début de prise (min)

1,5

5

15

21

Fin de prise (min)

2

6

16

24

Acide citrique (%) Temps de prise réglable par l’ajout d’acide citrique à 20 °C

5. CONCLUSION Fabriqué depuis plus d’un siècle et demi, le ciment prompt naturel offre des références sur toute cette période. Son comportement vis-à-vis des agressions industrielles et urbaines a été étudié. L’attaque sulfatique due aux ambiances urbaines n’affecte que la peau du béton sur quelques millimètres. En profondeur le béton reste sain. Cela explique que de nombreux ouvrages et édifices soient encore en service à l’heure actuelle. Bien qu’ayant une composition chimique proche des clinkers de ciment Portland, il en diffère au niveau de sa composition minéralogique du fait de sa cuisson à une

838


température moins élevée. Cette composition minéralogique originale et inhabituelle donne lieu à une hydratation ingénieuse en deux phases : – les aluminates apportent la rapidité, la prise se produit quelques minutes après hydratation ; – les silicates composés essentiellement de bélite donnent une montée en résistance sur plusieurs années. Il en résulte des propriétés de durabilité, comme une bonne résistance aux eaux agressives, essentiellement dues à la quasi-absence de portlandite et à une faible porosité. Ce ciment présente une solution originale de durabilité qui a fait ses preuves sur plus de 150 ans. Bibliographie [BAR 92] BARON J., OLLIVIER J.-P. – La durabilité des bétons, Presses des Ponts et Chaussée, 1992, chapitre 9, 370 p. [BAR 96] BARON J., OLLIVIER J.-P. – Les bétons, bases et données pour leur formulation, Eyrolles, 1996, chapitre 1C. [BRO 96] BROMBLET P., VERGES-BELMIN V. – « L’élimination des sulfates sur la statuaire calcaire de plein air: une habitude discutable ». Journées d’études de la SFIIC, Poitiers, 1996, p. 55-63. [CAI 05a] CAILLEUX E, MARIE-VICTOIRE E., SOMMAIN D., BROUARD E. – “Microstructure and weathering mechanisms of natural cement used in the 19th century in the French Rhône-Alpes region”. Rilem workshop on repair mortars for historic masonry, DELF (Netherlands), 26-28 january, 2005, 12 p. [CAI 05b] CAILLEUX E. – « Compatibilité de mortiers de réparation avec les bétons anciens de la région Rhône-Alpes, rapport de recherche », Cercle des partenaires du patrimoine, laboratoire de recherche des Monuments historiques, 2005. [DUM 60] DUMOLARD F., VIALLET C. – Ciment grenoblois exploité et fabriqué à la Porte de France Grenoble, Imp. Allier, 1860. [ECK 28] ECKEL E. C. – “Cements, Limes and Plaster ”, in Donhead, 1928, 174 p. [MER 06] MERTENS et al. – www.kuleuven.ac.be/geology/Mineralogie/Hydraulic%20binders.pdf.2006. [VIC 1817] VICAT L. – « Mémoire sur la fabrication sur la fabrication artificielle des chaux hydrauliques ». Annales de Chimie, Paris, 1817. [VIC 1818] VICAT L. – « Recherches expérimentales sur les chaux de construction, les bétons et les mortiers ordinaires ». Annales des Ponts et Chaussées, Paris, 1818. [VIC 1826] VICAT L. – Note sur une nouvelle chaux hydraulique formée par le calcaire marneux de la Porte de France, Grenoble, Barratier C-P., 1826, 2 p. [VIC 1827] VICAT, L. – Note sur la fabrication et l’emploi du mortier de chaux hydraulique fournie par le calcaire marneux de la carrière de la Porte de France, Grenoble, Imp. Barnel J-L., 1827, 8 p.

839


[VIC 1840] VICAT L. – Recherches sur les propriétés diverses que peuvent acquérir les pierres à ciments et à chaux hydrauliques par effet d’une complète cuisson précédées d’observations sur les chaux anormales qui forment le passage des chaux éminemment hydrauliques au ciment, Paris, Carilian-Goeury, vers 1840, 34 p. [VIC 03] VICAT, Liants spéciaux, CD-Rom, 2003.

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Sommaire Avant-propos J.-P. OLLIVIER, A. VICHOT Chapitre 1. Béton et développement durable A. CAPMAS Les bases scientifiques pour la formulation de bétons durables Chapitre 2. L’hydratation des ciments A. NONAT Chapitre 3. La structure poreuse des bétons et les propriétés de transfert J.-P. OLLIVIER, J.-M. TORRENTI Chapitre 4. La stabilité chimique des hydrates et le transport réactif dans les bétons D. DAMIDOT, P. LE BESCOP Chapitre 5. Le retrait et le fluage G. PONS, J.-M. TORRENTI Chapitre 6. La maîtrise de la fissuration au jeune âge : condition de durabilité des ouvrages en béton P. ACKER, J.-M. TORRENTI, M. GUÉRINET La durabilité des bétons dans leur environnement Chapitre 7. La durabilité dans le contexte normatif européen P. ROUGEAU, P. GUIRAUD Chapitre 8. Approche performantielle de la durabilité des bétons V. BAROGHEL-BOUNY, F. CUSSIGH, P. ROUGEAU Chapitre 9. La durabilité des armatures et du béton d’enrobage V. BAROGHEL-BOUNY, B. CAPRA, S. LAURENS Chapitre 10. La durabilité des bétons en ambiance hivernale rigoureuse R. GAGNÉ, L. LINGER Chapitre 11. La durabilité des bétons face aux réactions de gonflement endogènes A. CARLES-GIBERGUES, H. HORNAIN Chapitre 12. La durabilité des bétons vis-à-vis des environnements chimiquement agressifs G. ESCADEILLAS, H. HORNAIN Chapitre 13. La durabilité des bétons face aux incendies H. COLINA, F. ROBERT, G. DEBICKI Chapitre 14. La durabilité des bétons d’aluminates de calcium H. FRYDA, F. SAUCIER, S. LAMBERET, K. SCRIVENER, D. GUINOT Chapitre 15. La durabilité des bétons de ciment prompt naturel D. SOMMAIN Retour à l'accueil

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La durabilité des bétons : Bases scientifiques pour la formulation de bétons durables dans leur environnement

La politique-cadre de la santé pour tous dans la région européenne de l'OMS

Pour la réforme de la fiscalité

LA RELIGION DANS LA DEMOCRATIE

Déclics de Stars : Dans l'intimité des stars de la télé

La vierge dans la glace

La vierge dans la glace

La Maison dans la dune

La vierge dans la glace

La religion dans la democratie : parcours de la laicite

La Rumeur dans la montagne

De la théorie de M. Paramelle pour la découverte

Le probleme de la genese dans la philosophie de Husserl

La philosophie de la musique dans le système de Proclus

De la passivite dans la phenomenologie de Husserl

La naissance de la conscience dans l'effondrement de l'esprit

DISSERTATION SUR LA POLITIQUE DES ROMAINS DANS LA RELIGION

Introduccion Y Bases De La Gestalt

Bases fisiológicas de la práctica médica

La maîtrise des budgets dans l'entreprise

Bases Fisiologicas de la Terapia Manual y la Osteopatia

La gestion des ressources humaines pour la réussite scolaire

Dans la Colonie pénitentiaire

L'expansion dans la stabilité

Guide pour la GPEC

Ascenseur pour la peur

Pour la vie

La Théorie de la connaissance des stoiciens

Ascenseur pour la peur

Arme pour la guerre

La breche dans l'espace

La durabilité des bétons : Bases scientifiques pour la formulation de bétons durables dans leur environnement

La politique-cadre de la santé pour tous dans la région européenne de l'OMS

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