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Développement d’un connecteur Rigide-Ductile-
Économique pour dalles composites en bois lamellé-croisé
et béton pour les bâtiments multiétages
Mémoire
Serge Lamothe
Maîtrise en génie civil Maître ès sciences (M. Sc.)
Québec, Canada
© Serge Lamothe, 2018
Développement d’un connecteur Rigide-Ductile-
Économique pour dalles composites en bois lamellé-croisé
et béton pour les bâtiments multiétages
Mémoire
Serge Lamothe
Sous la direction de :
Luca Sorelli, Ph. D., directeur de recherche
Pierre Blanchet, Ph. D., codirecteur de recherche
iii
Résumé
Les structures en bois sont une bonne solution pour la construction de bâtiments
multiétages. Le bois est reconnu pour son aspect architectural, pour son empreinte
écologique faible ainsi que pour sa résistance mécanique. L’ajout d’une mince couche de
béton connectée à l’aide de connecteurs de cisaillement sur une pièce de bois lamellé-
collé ou bien un CLT permet d’augmenter considérablement la rigidité du plancher. Il est
donc possible de construire sur une plus longue portée tout en respectant les critères de
flèche d’État Limite de Service (ELS) et de résistances aux États Limites Ultimes (ELU).
Ces solutions innovantes sont aussi moins sensibles aux vibrations puisqu’elles sont plus
rigides. Le confort des usagers est donc amélioré. Cette thèse se concentre sur le
développement d’une connexion de type entaille peu profonde adaptée aux dalles
composites. Cette connexion est conçue afin d’obtenir un comportement initial rigide, puis
une grande ductilité. Ceci est possible en utilisant le caractère ductile en compression du
bois. Plusieurs configurations sont testées dans le CLT et dans le bois lamellé-collé. La
profondeur de l’entaille varie. L’influence de la présence d’un isolant acoustique entre le
bois et le béton est aussi quantifiée. Les premiers tests de cisaillement sur les différentes
configurations ont montré de très bons résultats et des dalles CLT-BHP ont été coulées
pour une portée de 8 m. Les dalles de CLT-BHP ont été conçues selon une approche
multicritère afin de respecter les normes du Code National du Bâtiment du Canada et de
maximiser certains facteurs considérés importants par le milieu de la construction tels
l’épaisseur du plancher, le poids du plancher, le coût, etc. .
iv
Abstract
Wooden structures are a good solution for building multi-story buildings. Wood is known
for its architectural appearance, low footprint and mechanical strength. The addition of a
thin layer of concrete connected using shear connectors to a piece of glued-laminated
timber (GLULAM) or a Cross-Laminated Timber (CLT) considerably increases the rigidity
of the floor. It is therefore possible to build longer span in building while respecting the
Serviceability Limit States (SLS) deflection criteria as well as the Ultimate Limit States
(ULS) bearing capacity. These innovative solutions are also less sensitive to vibrations
since they are more rigid. The comfort of users is improved. This thesis focuses on the
development of a shallow notch type connection suitable for composite slabs. This
connection is designed to obtain a rigid initial behavior, followed by a big ductility. This is
possible by using the compressive ductile nature of the timber. Several configurations are
tested in CLT and GLULAM. The depth of the cut varies from 20 mm to 35 mm. The
influence of the presence of an acoustic insulation between the timber and the concrete
is also quantified. The first shear tests on the different configurations showed very good
results. Three 8 m single span CLT-HPC slabs were cast. The CLT-HPC slabs were
designed with a multi-criteria approach to meet the National Building Code of Canada
(NBCC) standards and to maximize certain factors considered important by the building
industry such as floor thickness, floor weight, the cost, etc.
v
Table des matières
Résumé .......................................................................................................................... iii
Abstract .......................................................................................................................... iv
Table des matières .......................................................................................................... v
Liste des tableaux ......................................................................................................... viii
Liste des figures ............................................................................................................. ix
Remerciements ............................................................................................................ xiv
Avant-propos ................................................................................................................. xv
Chapitre 1 : Introduction ........................................................................................... 1
1.1 Contexte et problématique industrielle .............................................................. 1
1.2 Objectif du mémoire .......................................................................................... 2
1.3 Organisation du mémoire .................................................................................. 2
Chapitre 2 : Synthèse bibliographique ...................................................................... 4
2.1 Historique .......................................................................................................... 4
2.2 Avantages d’un système composite .................................................................. 5
2.3 Type de connecteurs ......................................................................................... 8
2.3.1 Connecteurs ponctuels ............................................................................ 10
2.3.2 Connecteurs Continus .............................................................................. 15
2.4 Méthodes de calcul ......................................................................................... 17
2.4.1 Méthode Gamma ..................................................................................... 17
2.4.2 Méthode du cisaillement fixé .................................................................... 19
2.4.3 Méthode de Newmark non-linéaire ........................................................... 20
2.5 Propriétés des matériaux ................................................................................ 21
2.5.1 Béton ....................................................................................................... 21
2.5.2 Bois .......................................................................................................... 23
Chapitre 3 : Development of a Rigid-Ductile Notch Connector for Timber Composite
Structures with Cross Laminated and Glued Laminated Timber .................................... 26
vi
Résumé ..................................................................................................................... 26
Abstract ..................................................................................................................... 27
3.1 Introduction ..................................................................................................... 28
3.2 Materials and methods .................................................................................... 30
3.2.1 Materials .................................................................................................. 30
3.2.2 Notch connection design .......................................................................... 32
3.2.3 Sample preparation for shear tests .......................................................... 35
3.2.4 Push-out test set-up ................................................................................. 38
3.3 Results ............................................................................................................ 39
3.3.1 Shear laws ............................................................................................... 39
3.3.2 Connexion parameters ............................................................................. 41
3.4 Comparison with existing connectors .............................................................. 47
3.5 Predicted structural behavior ........................................................................... 48
3.6 Conclusion ...................................................................................................... 52
3.7 Acknowledgements ......................................................................................... 53
3.8 Annex A (Shear test results) ........................................................................... 54
Chapitre 4 : Experimental investigation and analysis of Composite Floor Slab made
with Cross Laminated Timber and with High Performance Concrete and Ultra High
Performance Fiber Reinforced Concrete ....................................................................... 56
Résumé ..................................................................................................................... 56
Abstract ..................................................................................................................... 57
4.1 Introduction ..................................................................................................... 58
4.3 Materials and methods .................................................................................... 59
4.3.1 Materials and sample ............................................................................... 59
4.3.2 Analysis methods ..................................................................................... 62
4.3.3 Multicriteria design approach ................................................................... 64
4.3.4 Test set-up ............................................................................................... 68
vii
4.4 Results and discussion ................................................................................... 70
4.4.1 Push-out test ............................................................................................ 70
4.4.2 Static bending test.................................................................................... 71
4.4.3 Slip behavior ............................................................................................ 76
4.4.4 Vibration test results ................................................................................. 80
4.5 Conclusion ...................................................................................................... 81
4.6 Acknowledgements ......................................................................................... 82
Chapitre 5 : Conclusions et perspectives................................................................ 83
5.1 Conclusions générales .................................................................................... 83
5.2 Perspectives de recherche .............................................................................. 84
Bibliographie .......................................................................................................... 86
viii
Liste des tableaux
Tableau 2-1 – Propriétés mécaniques du BHP et BFUP utilisés .................................... 22
Tableau 2-2 - Propriétés de conception du bois lamellé-collé et CLT (valeurs pour
l’orientation longitudinal seulement) [41]........................................................................ 25
Table 3-1 - Mechanical design properties of materials used in the push-out tests. ........ 32
Table 3-2 - Configurations of tested specimens (Type of Insulation: 1=SONOpanII (19
mm), 2=SONOclimat Eco 4 (25 mm); UHPFRC1:= UP-F2 POLY; UHPFRC2=Durabex).
...................................................................................................................................... 37
Table 3-3 - Shear Test Result: mean values and CoV (in parentheses) ........................ 44
Table 3-4 - Comparison of the rigidity of the GL-UHPFRC2-35-2 and GL-HPC-20-2 with
existing connectors........................................................................................................ 48
Table 3-5 - Performance parameters of TCC beams with 4 different configurations and
connections. .................................................................................................................. 50
Table 4-1 - Average mechanical properties ± Coefficient of Variation of the materials used
for the bending tests ...................................................................................................... 60
Table 4-2 – Predicted results for both configurations ..................................................... 67
Table 4-3 – Flexural test results .................................................................................... 71
Table 4-4 – Calculated and Average measured results of the natural frequency ........... 80
ix
Liste des figures
Figure 2-1 – Pont Biathlonbridge Ruhpolding [8] ............................................................. 4
Figure 2-2 - Earth Sciences Building, Canada [9] ............................................................ 5
Figure 2-3 - Courbe charge-flèche de systèmes composites selon leur degré d'interaction
d’après [14] ..................................................................................................................... 7
Figure 2-4 - Différence entre les différents niveaux d'action composite tirée de [15] ........ 7
Figure 2-5 - Comportement charge-glissement de plusieurs connexions (Dias 2005) ..... 8
Figure 2-6 - Représentation de la rigidité (ks) et de la ductilité (Ds) d'une connexion
(Gendron 2016) ............................................................................................................... 9
Figure 2-7 - Vis SFS installées en paires à un angle de 45° [20] ................................... 11
Figure 2-8 - Géométrie et comportement des connecteurs composites ductiles [21] ..... 12
Figure 2-9 - Brevet d'invention de Otto [22] ................................................................... 13
Figure 2-10 - Brevet d'invention de Martionotta [24] ...................................................... 13
Figure 2-11 - Entaille de cisaillement bois-béton de [25] ............................................... 14
Figure 2-12 - Rupture fragile typique en cisaillement (gauche) et rupture ductile en
compression (droite) [25] ............................................................................................... 14
Figure 2-13 - Comportement de 3 entailles ductiles dans le bois lamellé-collé .............. 15
Figure 2-14 - (a) Connecteurs continus HBV Shear tiré de [29]; (b) Courbes charge-
glissement de 500 mm de HBV en essai de cisaillement Push-Out aussi tiré de [29] .... 16
Figure 2-15 - Contraintes dans une poutre mixte bois-béton selon la méthode gamma
(Adapté de [33]) ............................................................................................................ 18
Figure 2-16 - Distribution des contraintes dans les connecteurs d'une poutre mixte calculé
selon la méthode de cisaillement fixé depuis [34] .......................................................... 20
Figure 2-17 - Comportement en traction des Bétons Ordinaires (BO), Bétons Renforcés
de Fibres (BRF) et des BFUP avec et sans phase écrouissante d’après [38] ................ 22
Figure 2-18 - Pont de la forêt Montmorency [39] ........................................................... 23
Figure 2-19 - Projet origine (a) Photo du bâtiment Origine; (b) Déplacement d’un panneau
de CLT sur chantier [40]. ............................................................................................... 24
Figure 3-1 - Comparisons of different connection systems after [Yeoh et aL,2010] ....... 29
Figure 3-2 – Confined compressive strength of the wood test set-up ............................ 30
Figure 3-3 - (a) sample geometry with indication of the insulation in dark color; stress
distribution on possible failure notch planes : (b) lateral view of the notch and (c) top view
between 2 notches. ....................................................................................................... 33
x
Figure 3-4 - (a) Actual shape of the notch CLT-HPC-20-4; Position of the screws for
connector with (b) 2 screws and (c) 4 screws. ............................................................... 36
Figure 3-5 - (a) Loading protocol for the push-out test; (b) Representation of Kini and Ks.
...................................................................................................................................... 38
Figure 3-6 - Shear Test set-up: (a) lateral view; (b) top view. ........................................ 39
Figure 3-7 - Average shear-slip relationships for CLT with HPC or UHPFRC slab. ........ 40
Figure 3-8 - Average shear-slip relationships for GLULAM beam and HPC slab ........... 40
Figure 3-9 - Average shear-slip relationships for GLULAM beam with UHPFRC slab. ... 41
Figure 3-10 - The failures modes observed after the shear tests for all considered
configurations. ............................................................................................................... 43
Figure 3-11 - (a) Influence of the timber on the connection’s rigidity; (b) Influence of the
insulation on the connection’s rigidity ............................................................................ 45
Figure 3-12 - (a) Influence of the notch depth (Dn) on Vmax; (b): Ductility vs Dn .............. 46
Figure 3-13 - Configuration and material properties of analyzed TCC beam. ................ 49
Figure 3-14 - Calculated load-deflection curves (w-f) of TCC beams with selected
connections for (a) GLULAM timber and (b) CLT timber. ............................................... 52
Figure 4-1- TCC beams with notch connectors and the indication of the position and sizes
(a) HPC TCC beams (b) UHPFRC TCC Beam (units in mm). ....................................... 62
Figure 4-2 - Multicriteria design optimization results ...................................................... 68
Figure 4-3 - Flexural bending test set-up with 4 points load ........................................... 69
Figure 4-4 - Flexural test protocol controlled by displacement ....................................... 69
Figure 4-5 - Shear-slip curves of the connection for (a) CLT-HPC and (b) CLT-UHPFRC.
...................................................................................................................................... 70
Figure 4-6 - Comparison of load-deflection (P- Δ) curves with degree of composite action
and analysis method for the CLT-HPC slab. .................................................................. 71
Figure 4-7 - Comparison of load-deflection (P- Δ) curves with degree of composite action
and analysis method for the CLT-UHPFRC slab ........................................................... 72
Figure 4-8 - Photo of the broken slat that cause the first load-drop ................................ 72
Figure 4-9 - (a) photo of the cut perform on the concrete slab; (b) photo of a connection
not used on the entirety of its depth ............................................................................... 73
Figure 4-10 - (a) Photo of a rounded connector due to the plastic film; (b) Probability
density distribution of the notch's effective measured depth .......................................... 74
Figure 4-11 - (a) Shear law of the HPC notch connector; (b) The depth of the notch is
partially used during the flexural test. ............................................................................ 75
xi
Figure 4-12 - Comparison between the tested slab and the factored Newmark (Newmark’)
method for the CLT-HPC Slab ....................................................................................... 76
Figure 4-13 - Load-slip curves for the HPC-composite slab for (a) CLT-HPC 1 and 2; (b)
CLT-HPC 3 and 4. ......................................................................................................... 77
Figure 4-14 – Slip between the HPC and the CLT at different position along CLT-HPC
during loading for (a) CLT-HPC 2; (b) CLT-HPC 3 and 4. .............................................. 77
Figure 4-15 - Horizontal Shear distribution along (a) CLT-HPC 2; (b) CLT-HPC 3 and 4.
...................................................................................................................................... 78
Figure 4-16 - Load-slip curves for the CLT-UHPFRC composite slab ............................ 78
Figure 4-17 - (a) Slip between the UHPFRC and the CLT at different position on the slab;
(b) Horizontal Shear distribution along the CLT-UHPFRC. ............................................ 79
xii
À mes parents : Chantal et Daniel À ma sœur : Roxanne
Et à ma conjointe : Jeanne
xiii
"The secret of success is to do the
common thing uncommonly well."
-- John D. Rockefeller Jr.
xiv
Remerciements
J’aimerais d’abord remercier mon directeur de recherche, Luca Sorelli, qui a su m’orienter
et me supporter tout au long de mon processus afin de me permettre d’atteindre mes
objectifs. Je remercie également mon codirecteur, Pierre Blanchet, qui a également été
présents pour répondre à mes questions. Celui-ci est aussi le titulaire de la chaire de
recherche sur la construction écoresponsable en bois (CIRCERB) qui a permis la
réalisation de ce projet de recherche par son soutien financier. Mes remerciements vont
également au coordonnateur de la chaire, Pierre Gagné, pour toutes les activités et
opportunités qu’ils créent pour les étudiants.
Une bonne partie de mon projet de recherche a été basé sur des essais en laboratoire.
Je souhaite donc remercier le spécialiste responsable des laboratoires de recherche sur
les matériaux renouvelables (CRMR), Benoît St-Pierre, qui m’a aidé à coordonner les
divers projets. Je remercie également les techniciens du CRMR qui m’ont accompagné
aux cours de mes essais : Jean Ouellet, Daniel Bourgault et Félix Pedneault, qui grâce à
leurs connaissances techniques m’ont beaucoup aidé à tester mes échantillons et
effectuer mes essais. Je remercie également les techniciens du centre de recherche sur
les infrastructures en béton (CRIB), René Malo et Pierre-André Tremblay, qui ont
contribué à ma réussite par leurs commentaires constructifs et par leur aide pour la mise
en place de mes bancs d’essais.
J’aimerais ensuite remercier ma collègue Catherine Joly-Lapalice et mon stagiaire Arnaud
Iweins de Wavrans pour leur grande implication et leur temps investi dans mes essais de
laboratoire. Je remercie également tous les étudiants qui ont donné de leur temps pour
venir me donner un coup de main lors de mes préparations d’échantillons et de mes
essais.
Finalement, j’aimerais remercier ma famille et surtout ma conjointe qui m’ont épaulé tout
au long de cette longue aventure. Merci à tous pour votre soutien continu.
xv
Avant-propos
Ce projet de maîtrise fait partie du programme de la Chaire Industrielle de Recherche en
Construction Écoresponsable en Bois (CIRCERB) qui est une plateforme académique
multidisciplinaire et intégrée, jumelée à un consortium industriel œuvrant dans le secteur
de la construction. L’objectif de la chaire est de développer des solutions écoresponsables
utilisant comme principales ressources le bois pour réduire l’empreinte écologique des
bâtiments. Ce projet se classe dans l’axe construire de la chaire avec le thème système
constructif qui établit des techniques de construction favorisant une faible empreinte
environnementale des ouvrages. Cette maîtrise a été effectuée sous la direction de Luca
Sorelli, professeur au département de génie civil et des eaux, et sous la codirection de
Pierre Blanchet, professeur au département des sciences du bois et de la forêt.
Ce mémoire est déposé sous la forme d’un mémoire par insertion d’articles. Les chapitres
3 et 4 sont respectivement les 2 articles ci-dessous qui sont écrits en anglais :
• Article I
Serge Lamothe, Luca Sorelli, Pierre Blanchet, Philippe Galimard (2018). Development
of a Rigid-Ductile Notch Connector for Timber Composite Structures with Cross Laminated
and Glued Laminated Timber, en attente de soumission à la revue Composite Structures
• Article II
Serge Lamothe, Luca Sorelli, Pierre Blanchet, Philippe Galimard (2018). Experimental
investigation and analysis of Composite Floor Slab made with Cross Laminated Timber
and with High Performance Concrete and Ultra High Performance Fiber Reinforced
Concrete Springer, en attente de soumission à la revue Materials and Structures.
Je suis l’auteur principal des deux articles. Le premier article est le développement d’une
entaille adaptée aux dalles composites en bois lamellé-collé et bois lamellé-croisé et la
validation en laboratoire avec l’aide de premier essai de cisaillement. Le second article
utilise la même connexion, mais cette fois-ci la connexion est testée en condition réelle à
grande échelle dans un plancher composite CLT-BHP d’une portée de 8 m. Les méthodes
de calculs sont alors validées avec les résultats obtenus en laboratoire.
1
Chapitre 1 : Introduction
1.1 Contexte et problématique industrielle
Cette maîtrise fait partie de la Chaire Industrielle de Recherche en Construction
Écoresponsable en Bois (CIRCERB). Cette chaire de recherche a vu le jour dans le but de
développer des solutions innovantes écoresponsables au niveau du domaine de la
construction favorisant une faible empreinte environnementale des ouvrages. En effet, le
secteur de la construction produit énormément de CO2. Des recherches ont démontré que
le secteur de la construction émettait jusqu’à 47% des émissions de CO2 global du
Royaume-Uni en 2006 [1]. Une solution pour éliminer ce problème est l’utilisation du bois
dans le domaine de la construction puisqu’il s’agit d’un matériau vert permettant de piéger
le carbone pour toute la durée de vie du bâtiment.
Les bâtiments en bois sont aussi résistants que les autres matériaux en plus d’être élégants
et de créer des ambiances favorables pour les usagers. En effet, plusieurs recherches
démontrent les bienfaits de se retrouver dans un bâtiment en bois en tant qu’usager [2]. Les
charpentes en bois ont cependant des lacunes au niveau des planchers pour des projets
résidentiels et commerciaux. En effet, il n’existe pas de solution économiquement
intéressante pour construire en bois des portées de 8 à 10m qui respectent le Code National
Canadien du Bâtiment [3]. Une solution serait l’utilisation de planchers mixtes bois-béton
qui permettent de construire sur des portées plus élevées que les systèmes habituels en
bois.
Il a été identifié avec la compagnie Nordic Structures que le coût des planchers composites
est trop élevé et que la conception de ce type de plancher est beaucoup plus complexe.
Ces deux phénomènes sont des freins notables à l’utilisation et la mise en marché de ce
type de structures. Il a ainsi été décidé d’effectuer une recherche sur une un nouveau type
de connexion en entaille peu coûteuse et rapide à installer une fois au chantier de
construction dans le but de diminuer le coût de ce type de structures, ce qui pourrait
permettre aux structures bois-béton composites d’être une alternative économiquement
viable pour des portées de 8 à 10 m
2
1.2 Objectif du mémoire
L’objectif de ce mémoire est de poursuivre les recherches sur les poutres et dalles
composites bois-béton pour la construction multiétages en bois. La recherche se concentre
sur le développement d’une connexion en entaille peu coûteuse et rapide en chantier qui
pourrait permettre aux structures bois-béton d’être une alternative économiquement viable
pour des portées de 8 à 10 m. L’objectif principal de la maîtrise est ainsi divisé en 4 sous
objectifs :
1. Valider le concept d’entailles ductiles
2. Optimiser les dimensions des entailles afin d’obtenir un comportement ductile
3. Caractériser la connexion à l’aide d’essais de cisaillement afin d’obtenir la charge
maximale, la ductilité ainsi que la rigidité de cette connexion.
4. Quantifier l’effet de l’ajout d’une couche d’isolant acoustique entre les deux
matériaux sur le comportement de la connexion.
5. Effectuer deux conceptions multicritères pour l’utilisation d’une dalle composite
mince d’une porte de 8 m pour une utilisation résidentielle utilisant ce nouveau
connecteur rigide ductile en entaille.
6. Valider les modèles numériques ainsi que le comportement de la connexion dans un
système de plancher soumis à un effort de flexion.
1.3 Organisation du mémoire
Le mémoire de maîtrise est divisé en 5 chapitres.
Le Chapitre 1. Introduction, contient le contexte de la recherche, la problématique
observée ainsi qu’une description de l’objectif principal de la maîtrise.
Le Chapitre 2. Synthèse bibliographique, présente le fonctionnement d’une poutre
composite ainsi qu’une description des différents types de connecteurs et méthodes
d’analyse existantes pour les poutres composites bois-béton. Les propriétés des matériaux
utilisés lors de la maîtrise sont aussi présentées.
Le Chapitre 3. Article #1 : Development of a Rigid-Ductile Notch Connector for Timber
Composite Structures with Cross Laminated and Glued Laminated Timber, contient la
conception et la validation d’un système d’entailles rigides. Différentes profondeurs
d’entailles dans le bois lamellé-croisé ainsi que dans le bois lamellé-collé ont été testées en
3
laboratoire. La simulation d’un comportement à l’échelle structurelle est alors effectuée. Cet
article permet de valider les sous-objectifs 1-2-3-4.
Le Chapitre 4. Article #2 : Experimental investigation and analysis of Composite Floor
Slab made with Cross Laminated Timber and with High Performance Concrete and
Ultra High Performance Fiber Reinforced Concrete, présente la conception multicritères
de 2 dalles composites CLT-béton. Les dalles sont réalisées en laboratoire et testées et
flexion. Les résultats obtenus sont par la suite comparés avec les méthodes d’analyses afin
de valider le concept et le comportement de la connexion sous un effort de flexion.
Le Chapitre 5. Conclusions et perspectives, exprime les principaux résultats obtenus
dans le mémoire et proposent des recommandations pour les futurs projets concernant les
poutres et dalles composites bois-béton.
4
Chapitre 2 : Synthèse bibliographique
2.1 Historique
L’utilisation de structures composites bois-béton a débuté vers au début du 20e siècle aux
États-Unis. À cette époque, cette technologie était utilisée pour les ponts[4]. En effet, la
pénurie d’acier causée par les guerres mondiales a forcé les ingénieurs à se tourner vers
d’autres matériaux de construction. [5]. Deux systèmes ont d’abord été utilisés. La première
solution utilisait de longs clous en guise de connecteurs entre le bois et la dalle de béton.
La seconde solution utilisait des entailles profondes dans la poutre en bois. Les structures
composites sont devenues plus courantes dans les années 1940 aux États-Unis et elles se
sont répandues dans le monde entier dans les années 1950 [6]. Un regain de popularité a
fait face dans les années 1990 dans certains pays d’Europe du Nord tels la Suisse, la
Finlande et l’Autriche [7].
Le pont Biathlonbridge Ruhpolding (Figure 2-1), qui est situé dans la région Bavière de
l’Allemagne, est un exemple de choix. Ce pont construit en 2010 est un exemple récent des
développements en matière de structures composites [8]. Son architecture élégante utilise
9 poutres en bois lamellé-collé connectées à une dalle de 20 cm de béton avec l’aide de
connecteurs continus métalliques. Le pont a une courte portée de 17m et il est conçu pour
des charges de neige extrêmes. Le connecteur permet de réduire la profondeur des poutres
de bois et d’achever un tel concept épuré.
Figure 2-1 – Pont Biathlonbridge Ruhpolding [8]
De plus, les structures composites ont aussi été utilisées en Europe afin de réhabiliter de
vieux planchers de bois qui ne respectaient plus les déflexions admissibles, le confort
5
acoustique ou bien la résistance au feu. Des connecteurs sont alors installés sur le vieux
plancher de bois et une mince couche de béton est coulée sur l’ancienne surface. Il est donc
possible de rénover de vieux bâtiments rapidement et à faible coût. La technologie demeure
tout de même intéressante pour la construction de nouveaux bâtiments de petite à moyenne
portée. D’ailleurs, un projet innovant a été construit récemment en 2012 à l’Université de
British Columbia (UBC) de Vancouver [9]. Il a été estimé que le plancher composite utilisé
dans ce bâtiment a permis de réduire de 50% le poids total des planchers comparativement
à une solution en béton. Les surcharges sur les fondations et les colonnes ont alors été
fortement réduites. Ce récent projet démontre que les structures composites permettent au
bâtiment en bois de construire sur de nouvelles portées tout en conservant une faible
empreinte écologique et qu’il demeure un matériau de choix pour la construction multiétages
[10].
Figure 2-2 - Earth Sciences Building, Canada [9]
2.2 Avantages d’un système composite
Les planchers traditionnels à ossature légère en bois peuvent souffrir de flèches excessives
en service. Ces planchers sont aussi sensibles aux vibrations, souffrent d’une séparation
acoustique insuffisante pour le bâtiment et ont une faible résistance au feu [11]. Ces
problèmes peuvent être résolus en utilisant des structures composites bénéficiant de l’action
6
composite. L’action composite est l’interaction axiale produite par les connecteurs entre le
bois et le béton. Le pourcentage d’action composite dépend du type de connecteurs utilisés,
de leurs quantités, de la géométrie de la dalle de béton et de l’élément en bois en plus de
la portée de la structure. Bien que les structures composites sont toujours en phase de
développement et de compréhension, les méthodes de calculs sont suffisamment avancées
pour être appliquées dans la plupart des utilisations [12].
Les avantages des structures bois-béton composites sont nombreux sont nombreux par
rapport aux constructions uniquement en bois ou uniquement en béton et en voici quelques’
un. Tout d’abord les structures composites ont les avantages suivants vis-à-vis les
structures uniquement en bois :
1. Une augmentation significative de la rigidité par rapport à un plancher de même
épaisseur.
2. Une amélioration considérable de la performance acoustique.
3. Augmentation de la masse thermique. La masse thermique est un facteur important
pour la consommation énergétique d’un bâtiment. Il faudra donc moins chauffer en
hiver et moins refroidir le bâtiment en été ce qui influence le bilan énergétique et une
diminution des coûts d’utilisation du bâtiment.[13]
En comparaison avec les structures uniquement en béton, il est possible de constater
les avantages suivants :
1. Érection rapide du bâtiment grâce aux poutres en bois qui sont utilisés comme
coffrage ou en systèmes préfabriqués.
2. Charge réduite sur les fondations de l’ouvrage
3. Charge sismique réduite puisque la masse permanente des étages est réduite
par la présence du bois.
4. Possibilité d’utiliser le bois comme plafond décoratif et d’améliorer le confort des
occupants.
5. Réduction des émissions de CO2, car le bois est neutre en carbone
contrairement au béton qui pollue fortement lors de la production du ciment.
Il est donc intéressant pour le concepteur d’avoir un degré d’action composite maximal afin
de réduire les sections et de bénéficier au maximum des avantages de ces structures
mixtes. Le comportement des poutres composites bois/béton est principalement influencé
7
par la méthode de connexion utilisée entre les deux matériaux. L’effet de l’action composite
est montré à la Figure 2-3.
Figure 2-3 - Courbe charge-flèche de systèmes composites selon leur degré d'interaction
d’après [14]
Pour une même charge, l’action composite permet d’augmenter la rigidité de la structure et
de réduire la flèche en comparaison avec une solution non connectée. Contrairement aux
structures composites acier-béton, les structures bois-bétons ont un généralement un
comportement partiellement composite. Il y a donc un glissement observé entre la dalle de
béton et la dalle de béton lorsqu’une charge est appliquée sur la structure et sous son poids
propre. Une représentation est faite à la Figure 2-4.
Figure 2-4 - Différence entre les différents niveaux d'action composite tirée de [15]
8
2.3 Type de connecteurs
Dans une poutre composite, les connecteurs permettent la transmission de l’effort de
cisaillement longitudinal à l’interface bois-béton. Ainsi, dans une travée en portée simple le
cisaillement est plus élevé près des appuis ce qui nécessite généralement un nombre accru
de connecteurs. L’espacement entre les connecteurs augmente alors graduellement
jusqu’au centre de la portée où les efforts sont moindres. Les connecteurs limitent le
glissement entre le bois et le béton causé par les forces externes. Les propriétés
géométriques du système composite augmentent la résistance de la poutre, améliorent la
rigidité flexionnelle et réduisent considérablement la flèche sous les charges de service
comparativement à un système non-connecté. Il existe une multitude de connecteurs pour
les poutres composites, mais ils sont généralement classifiés en deux grandes catégories.
Les connecteurs ponctuels ou locaux qui comprennent les tirefonds, vis, clous, barre
d’armatures collées, petites plaques d’aciers et les entailles transversales représentent la
majorité des connecteurs ponctuels. Les connecteurs continus sont la deuxième catégorie
de connecteurs existants. Parmi ceux-ci, les connecteurs tels que le HBV shear (HBV) de
la compagnie allemande TiComTec ou les connexions collées. La Figure 2-5 montre le
comportement charge-glissement de différents connecteurs fréquemment utilisés.
Figure 2-5 - Comportement charge-glissement de plusieurs connexions (Dias 2005)
9
Les différents connecteurs ont donc tous des comportements différents. Certains
connecteurs peuvent transférer une grande force entre le béton et le bois, mais admettent
un glissement très faible à la rupture. À l’inverse, certains ont des comportements plus
plastiques et des forces transférées généralement moindre. Racher a classifié les joints
utilisés dans les charpentes en bois en fonction de leur rigidité ou de leur module de
glissement, et de leur ductilité [16]. La rigidité (ks) est la pente de la section linéaire d’une
courbe charge-glissement qui est généralement exprimée en kN/mm. La pente est calculée
entre 10% à 40% de la charge de rupture du connecteur de cisaillement. Ainsi, un
connecteur considéré rigide possède une pente charge-glissement abrupte. La ductilité (Ds)
se résume au ratio du glissement à l’état ultime divisé par le glissement à la limite élastique
du connecteur tel qu’illustré à la Figure 2-6. Toujours selon Racher, les joints avec des
ductilité inférieur à 3 sont considérés fragiles ceux ayant une valeur de ductilité (Ds)
comprise entre 3 et 6 sont semi-ductiles et ceux avec Ds supérieur à 6 sont ductiles.
Figure 2-6 - Représentation de la rigidité (ks) et de la ductilité (Ds) d'une connexion
(Gendron 2016)
Au niveau structurel, un connecteur peu ductile implique que la flèche à la rupture de la
structure est très faible et qu’aucun signe avant-coureur ne se produit avant la rupture du
système. La ductilité du système est donc une caractéristique recherchée dans les poutres
composites bois-béton puisqu’elle permet de dissiper de l’énergie en plus de rendre le
système sécuritaire. La vaste majorité des connecteurs sont en acier puisque la variabilité
10
des propriétés mécaniques de l’acier est très faible, son comportement est ductile et l’acier
est très résistant en traction. Les connecteurs sont d’abords encrés dans la partie supérieure
de la section de bois. Une partie significative du connecteur doit dépasser de la surface
supérieure du bois afin d’être immergée dans la dalle de béton lorsqu’elle sera coulée et
ainsi compléter la connexion.
2.3.1 Connecteurs ponctuels
2.3.1.1 Clous
Les clous permettent de créer facilement une action composite partielle. Tel que discuté en
introduction, les clous ont été le premier type de connecteur utilisé entre le bois et le béton.
Unnikrishna Pillai en 1977 a effectué 28 tests en cisaillement avec des clous communs de
3 et 5 mm de diamètre [17]. Les clous de 3 mm de diamètre ont obtenu des résultats de 2,2
kN et de 4,0 kN respectivement pour les clous droits et les clous inclinés à 45°. Les
résistances ont augmenté à 5,2 kN (clous droits) et à 6,4 kN (clous inclinés à 45°) pour les
clous de 5 mm de diamètre. Lors de tous les essais, les glissements étaient toujours
supérieurs à 15mm à la rupture. Il a été conclu qu’il y avait un avantage à placer les clous
en angles de 45° dans le sens du cisaillement puisque cette inclinaison augmente la
résistance et la rigidité de la connexion. Cette augmentation est causée par le clou travaillant
en traction ce qui est beaucoup plus favorable pour un élément élancé par rapport à la
flexion d’un clou vertical. Il a aussi été conclu que l’espacement entre les clous ne devraient
pas dépasser 10 fois leur diamètre, que la longueur immergée dans le béton devrait être
d’au minimum 25 mm dans la zone en compression du béton et que la pénétration minimale
d’enfoncement du clou dans le bois devrait être de deux tiers la longueur du clou.
Plus récemment, Branco et al. ont utilisé des clous lisses ordinaires de 70mm ayant un
diamètre de 3,4mm disposés en paires croisées pour des essais de cisaillement [18]. Ces
essais ont validé que la pénétration dans le bois devait être d’environ 11 fois le diamètre du
clou pour en maximiser leur efficacité. Une rigidité ks de 14,65 kN/mm, une résistance
maximale en cisaillement de 8,06 kN par paire de clous à un glissement de 9,85mm ont été
calculés et observés.
2.3.1.2 Vis
Les premières vis spécifiquement conçues pour les systèmes bois-béton composites sont
apparus au début des années 1990 tel que mentionné par Meierhofer [19]. Les vis SFS-VB
11
ont une section de 100mm filetée pour être insérée dans la section de bois et la section
supérieure de 45mm de la vis est lisse pour s’ancrer dans le béton tel que montré à la Figure
2-7.
Figure 2-7 - Vis SFS installées en paires à un angle de 45° [20]
2.3.1.3 Connecteurs composites ductiles
Les connecteurs composites ductiles [21] sont un nouveau type de connecteur qui utilise
intelligemment l’acier et le BFUP afin de concevoir un connecteur adaptatif à la poutre
conçue. La géométrie du connecteur est montrée à la Figure 2-8. En modifiant le diamètre
de la tige en acier ainsi que le diamètre du cylindre de BFUP entourant l’acier, il est possible
d’obtenir plusieurs comportements différents. En effet, le diamètre de la tige d’acier
influence la résistance maximale du connecteur tandis que le diamètre du cylindre en BFUP
influence davantage la rigidité du connecteur. Donc, il est théoriquement possible de
concevoir une connexion optimale pour une certaine portée en fonction du chargement
désiré. Les travaux sur ce type de connecteur ont été poursuivis avec la fabrication de 2
poutres de 9m de longueur et 27 différentes configurations de connecteurs testés chacune
à 3 répétitions avec un essai de cisaillement asymétrique [15]. Les poutres testées en flexion
sur 6 points (2 appuis simples + 4 points de charge) ont cependant été moins ductiles que
prévues initialement. La courbe charge/déplacement caractéristique au connecteur a été
modifiée à la suite de l’essai de flexion. Cette modification serait causée principalement par
la friction importante lors de l’essai de cisaillement excentrique.
12
Figure 2-8 - Géométrie et comportement des connecteurs composites ductiles [21]
2.3.1.4 Entailles transversales
Les entailles sont généralement usinées dans la section de bois puis ensuite remplies de
béton lors de la coulée pour ainsi connecter le bois et le béton. Les entailles peuvent prendre
la forme d’entailles dentées, crénelées ou trouées dans le bois. Otto propose de renforcer
le béton dans les entailles de bois en ajoutant des étriers d’acier ou des vis d’acier
enfoncées dans le bois tel que montré à la Figure 2-9 [22]. L’ajout de vis permet d’empêcher
le soulèvement du béton tout en augmentant la résistance en cisaillement souvent critique
au niveau du béton dans directement dans les entailles. Les entailles ont la particularité
d’être une connexion très rigide. Ainsi, l’action composite est très près de l’action totale ce
qui améliore le comportement de la poutre en service et réduit la quantité de matériaux
nécessaires lors de la conception. Par la suite, Deperraz propose des entailles à section
variable qui varie en fonction de l’effort à transférer. Les entailles sont donc plus profondes
aux extrémités ou les cisaillements horizontaux sont les plus élevés et minimales vers le
centre de la poutre [23].
13
Plus récemment, un brevet propose de renfoncer des entailles de formes trapézoïdale dans
le bois par des éléments en acier de section identique montré à la Figure 2-10 [24]. Ce
brevet considère que ce système accélère le temps de construction en chantier, car les
éléments d’acier sont ajoutés facilement à la main sans aucun outil.
Les progrès récents dans les techniques de fabrication des bois d’ingénierie tel le bois
lamellé-collé permet maintenant aux ingénieurs de réaliser des géométries plus complexes
et plus optimisées aux niveaux des entailles. Ainsi, Selçukoglu propose une géométrie
d’entaille qui exploite le comportement ductile du bois en compression montrée à la Figure
2-11 [25]. Selçukoglu mentionne qu’il est important de vérifier plusieurs facteurs lors du
dimensionnement des entailles [25]. En effet, l’espacement longitudinal entre les entailles
doit être suffisant afin de s’assurer que le bois ne se rompt pas en cisaillement entre deux
Figure 2-9 - Brevet d'invention de Otto [22]
Figure 2-10 - Brevet d'invention de Martionotta [24]
14
entailles (rupture fragile), mais en compression au niveau de l’entaille (rupture ductile). (Voir
Figure 2-12).
Figure 2-12 - Rupture fragile typique en cisaillement (gauche) et rupture ductile en
compression (droite) [25]
Avec un dimensionnement ingénieux, Selçukoglu a obtenu un excellent comportement très
ductile tout en conservant l’excellente rigidité des entailles et en obtenant un glissement
maximal à la rupture de plus de 10mm (Voir Figure 2-13). Les entailles montrent des
comportements rigides et ductiles.
Figure 2-11 - Entaille de cisaillement bois-béton de [25]
15
Figure 2-13 - Comportement de 3 entailles ductiles dans le bois lamellé-
collé
2.3.2 Connecteurs Continus
2.3.2.1 Colles
La colle peut être appliquée directement sur la surface supérieure du bois tout juste avant
la coulée du béton. En durcissant, la colle transfert les efforts entre le bois et le béton et
permet une action composite presque totale. Cependant, cette technique est peu
recommandée sur le chantier puisqu’il est difficile de contrôler l’épaisseur de la colle ainsi
que les délais de la coulée de béton avant que la colle fige. De plus, lors de la coulée, le
béton peut déplacer et modifier l’épaisseur de la colle. En 2009, Le Roy a amélioré le
processus pour obtenir un procédé dit sec qui élimine le problème d’épaisseur de la colle,
cependant ce procédé est seulement applicable si le système est préfabriqué[26]. Puis, en
2011, Costa a identifié les paramètres importants qui doivent être considérés lors de la
construction de poutres bois-béton utilisant une connexion collée [27] :
- Les conditions environnementales avant et après le collage;
- Le taux d’humidité du bois et la variabilité de la résistance en tension;
- La compatibilité du béton et de la colle;
- La compatibilité de la colle avec les traitements de préservation;
- L’effet des charges répétées (comportement à la fatigue);
- Le comportement à long terme (fluage et fatigue) du système;
16
Les connexions collées présentent une rupture fragile puisqu’aucun glissement ne
s’effectue à l’interface avant la rupture du bois en flexion/traction ou du béton en
compression. À l’inverse ce faible glissement crée une action quasi-totale entre les deux
matériaux ce qui permet d’obtenir une rigidité flexionnelle maximale.
2.3.2.2 Plaque Métallique
Les premiers essais de plaques métalliques en flexion et cisaillement comme connecteur
composite ont été réalisés en 2000 [28]. Cette connexion est très rigide et permet d’obtenir
un degré d’action composite très élevé. Ce produit est désormais fabriqué par une
compagnie allemande et une représentation est disponible à la Figure 2-14. Pour
l’installation de ce connecteur, un trait de scie doit être effectué dans la surface supérieure
de l’élément en bois. Par la suite, le connecteur y est inséré et collé en place avec l’aide
d’une colle époxy spécifique à ce produit. Une fois la colle durcit, le béton peut être coulé
en place. Le mécanisme de rupture est alors le cisaillement de la plaque métallique à
l’interface bois-béton ce qui permet d’obtenir une plus faible variabilité sur la rigidité et sur
la charge maximale puisque le comportement de l’acier gouverne la connexion. Cette
technologie a été utilisée sur plusieurs ponts et planchers de bâtiments. Le glissement de
la structure est relativement faible alors une bonne conception doit être effectuée afin
d’assurer un caractère ductile à la structure. Des essais ont été réalisés par le passé à
l’Université Laval. La rigidité de la connexion qui a été obtenue est (ks=819 N/mm2) et une
charge maximale de 110 kN pour une longueur de 500mm.
(a) (b)
Figure 2-14 - (a) Connecteurs continus HBV Shear tiré de [29]; (b) Courbes charge-
glissement de 500 mm de HBV en essai de cisaillement Push-Out aussi tiré de [29]
17
2.4 Méthodes de calcul
2.4.1 Méthode Gamma
La méthode Gamma est la technique la plus utilisée pour calculer les poutres partiellement
composites bois-béton. Cette technique fût proposée en 1956 par Möhler [30] et elle est
présente dans l’Eurocode 5 [31]. Cette méthode simplifiée prend en considération la rigidité
de la connexion afin de déterminer la rigidité flexionnelle du système composite. Il s’agit
d’une technique linéaire élastique qui permet d’obtenir de très bons résultats dans la phase
linéaire du comportement, mais qui ne représentent pas parfaitement le comportement à
l’ultime de la poutre. Néanmoins, la technique peut être utilisée pour calculer la résistance
ultime de la poutre. La rigidité du connecteur à l’ultime est souvent pondérée d’un facteur
2/3 vis-à-vis la rigidité en service afin de réduire la rigidité des connecteurs à l’ultime et
d’obtenir une résistance ultime du système qui concorde davantage au comportement réel
de la poutre mixte [31].
La méthode consiste à utiliser un facteur de réduction connu sous le nom de gamma (γ) qui
varie de 0 à 1. Un coefficient de 0 signifie qu’il n’y a aucune action composite et que les 2
matériaux contribuent de façon indépendante alors qu’un coefficient très près de 1 signifie
une très forte action composite. Le facteur gamma est calculé avec l’équation 2-1.
𝛾 =1
1 +𝜋2𝐸𝑐𝐴𝑐
𝑘𝐿2
2-1
Ec est le module de Young du béton, Ac est l’aire de la section de béton, k est la rigidité en
service du connecteur utilisé en Force/longueur2 qui est déterminer entre 10 et 40% de la
charge maximale de celui-ci lors du test de cisaillement [32] et L est la longueur de la poutre
composite. La rigidité flexionnelle obtenue par la méthode Gamma varie entre 2 extrêmes
soient les équations 2-2 et 2-3 [5] représentant respectivement une action composite nulle
et parfaite.
𝐸𝐼𝑚𝑖𝑛 = 𝐸𝑐𝐼𝑐 + 𝐸𝑤𝐼𝑤
2-2
18
𝐸𝐼𝑚𝑎𝑥 = 𝐸𝐼𝑚𝑖𝑛 +(𝐸𝐴)∗𝑟2
1 +𝜋2(𝐸𝐴)∗
𝑘𝐿2
, (𝐸𝐴)∗ = ((𝐸𝑐𝐴𝑐)−1 + (𝐸𝑤 ∗ 𝐴𝑤)−1)−1 2-3
Dans les équations précédentes, Ec et Ew sont respectivement les modules de Young du
béton et du bois. Ic et Iw sont les inerties des sections de béton et de bois. Finalement, Ac
et Aw sont les aires des sections de béton et de bois.
Avec le coefficient gamma, il est possible de trouver l’axe neutre effectif du système
composite. Les bras de levier du bois et du béton peuvent alors être calculés avec les
équations 2-4 et 2-5.
𝑎𝑤 =𝛾𝐸𝑐𝐴𝑐(ℎ𝑐 + ℎ𝑤)
2(𝛾𝐸𝑐𝐴𝑐 + 𝐸𝑤𝐴𝑤)
2-4
𝑎𝑐 =(ℎ𝑐 + ℎ𝑤)
2− 𝑎𝑤 2-5
Où hc et hw sont respectivement les hauteurs des sections de béton et de bois. Il est alors
possible de calculer la rigidité flexionnelle effective avec le système partiellement connecté
avec l’équation
𝐸𝐼𝑒𝑓𝑓 = 𝐸𝑐(𝐼𝑐 + 𝛾𝐴𝑐𝑎𝑐2) + 𝐸𝑤(𝐼𝑤 + 𝐴𝑤𝑎𝑤
2 )
2-6
La Figure 2-15 montre la distribution des contraintes dans une poutre mixte bois-béton. Les
efforts de compression dans le béton et de traction dans le bois sont additionnés aux
contraintes de flexions pures et permettent d’obtenir une augmentation de la rigidité.
Figure 2-15 - Contraintes dans une poutre mixte bois-béton selon la méthode gamma (Adapté de [33])
19
Les contraintes peuvent être calculées avec les équations 2-7 et 2-8.
𝜎𝑐,𝑁 =𝛾𝐸𝑐𝐴𝑐𝑀
𝐸𝐼𝑒𝑓𝑓, 𝜎𝑡,𝑁
𝐸𝑤𝐴𝑤𝑀
𝐸𝐼𝑒𝑓𝑓 2-7
𝜎𝑐,𝐵 =0.5𝐸𝑐𝐴𝑐𝑀
𝐸𝐼𝑒𝑓𝑓, 𝜎𝑡,𝐵 =
0.5𝐸𝑤𝐴𝑤𝑀
𝐸𝐼𝑒𝑓𝑓 2-8
Où la notation B représente les contraintes de flexion et la notation N représente les
contraintes normales pour les 2 matériaux.
2.4.2 Méthode du cisaillement fixé
Cette méthode est une technique bilinéaire. En 1999, Van der Linden a proposé cette
méthode nommée (Frozen Shear Method) qui est une méthode dérivée de la méthode
Gamma. Cette technique considère cependant le caractère plastique des connecteurs et
représente donc mieux le comportement ultime de la structure. Lorsque le cisaillement dans
le connecteur le plus sollicité atteint la limite élastique du connecteur (Qy), il est considéré
que tous les connecteurs conservent leur niveau de chargement et se plastifient. Ainsi,
passé cet instant, la poutre n’agit plus comme une poutre composite, mais comme 2
éléments distincts. La rigidité flexionnelle devient donc égale à EImin tel que calculé
précédemment dans le paragraphe concernant la méthode gamma (voir équation 2-2).
L’effort dans les connecteurs peut être calculé avec l’équation 2-9.
𝑞 =𝛾𝐸𝑐𝐴𝑐𝑎𝑐𝑉𝑓
𝐸𝐼𝑒𝑓𝑓≤ 𝑄𝑦 2-9
Dans cette équation, q est le cisaillement dans le connecteur et Vf est le cisaillement vertical
sollicitant à la position du connecteur.
Cette méthode bilinéaire permet d’obtenir un comportement charge-flèche élastique
plastique du connecteur. Cette méthode est plus précise que la méthode gamma lorsque la
poutre a été conçue pour se plastifier. Cette méthode sous-estime le comportement réel
puisque tous les connecteurs se plastifient au même instant ce qui n’est pas le cas dans
une poutre composite puisque les connecteurs aux extrémités de la poutre sont plus
sollicités. La distribution des contraintes dans les connecteurs est montrée à la Figure 2-16.
20
Figure 2-16 - Distribution des contraintes dans les connecteurs d'une poutre mixte calculé
selon la méthode de cisaillement fixé depuis [34]
2.4.3 Méthode de Newmark non-linéaire
Il s’agit d’une méthode numérique développé à l’Université Laval [35]. Le système composite
est divisé en couche puis les équations différentielles suivantes sont résolues, soit l’équation
de Newmark couplé avec la théorie d’Euler-Bernouilli.
d2
dx(EImin∆"(x) + N(x)d) = q(x) 2-10
d
dx(
1
Ks
dN(x)
dx) −
1
𝐸𝐴∗N(x) + ∆"(x)d = 0 2-11
Les équations différentielles ont pour avantage de prendre en considération le véritable
comportement du connecteur jusqu’à sa rupture. Dans l’équation, ∆"(𝑥) est la flèche de la
poutre composite, N(x) est la force axiale, q(x) est la charge uniforme sur la poutre et 𝐸𝐴∗est
un paramètre de rigidité axial défini dans l’équation 2-12.
𝐸𝐴∗ = (1
𝐸𝑐𝐴𝑐+
1
𝐴𝑤𝐸𝑤)
−1
2-12
21
2.5 Propriétés des matériaux
La section 2.6 traite des divers matériaux qui ont été utilisé au cours du projet de maîtrise.
2.5.1 Béton
Dans ce rapport, tous les calculs préliminaires ont utilisé les résistances des bétons
données par les fiches techniques. Des essais ont par la suite été effectués sur des cylindres
de béton conformément aux normes ASTM C39M et ASTM C469 [36], [37].
2.5.1.1 Béton haute performance (BHP)
Le béton haute performance possède des résistances supérieures à 50MPa à 28 jours. Ils
sont apparus à la fin des années 1980. Ils ont des propriétés intéressantes à l’état frais qui
facilitent son placement. Des ajouts pouzzolaniques telle la fumée silice permettent de
réduire la porosité du squelette granulaire et d’en augmenter les résistances. Le rapport
eau/ciment (e/c) des BHP oscille entre 0,3 et 0,4 ce qui est plus faible que celui des bétons
traditionnels qui oscillent entre 0,45 et 0,6. Un superplastifiant doit être utilisé afin de faciliter
sa mise en place dû à son faible ratio e/c. Les BHP ont un comportement fragile en
compression et en traction.
Dans ce travail de maîtrise, seulement 1 type de BHP a été utilisé. Les caractéristiques du
HP-S10 sont présentées dans le Tableau 2-1 et comparés avec les BFUP utilisés.
2.5.1.2 Béton fibré à ultra-haute performance (BFUP)
Les bétons fibrés à ultra-haute performance (BFUP) sont le résultat de plusieurs années de
recherche dans le domaine des adjuvants, des ajouts cimentaires et des méthodes de
formulation. Un BFUP est un béton qui obtient un minimum de 120 MPa de résistance en
compression et de l’ordre de 7 MPa en traction directe. La présence de fibres dans la matrice
qu’elles soient métalliques, polymères, minérales ou autres confère le caractère ductile au
matériau. En effet, les BFUP ont la capacité de se déformer plastiquement sans se rompre.
Cette propriété permet d’éliminer l’armature passive traditionnelle et de réduire la quantité
d’armature requise dans un élément. Le BFUP présente beaucoup d’avantages puisqu’il
s’agit d’un matériau possédant un étalement supérieur à 200mm qui est facile à placer à
l’horizontal. La faible porosité du matériau protège bien les barres d’armatures. Il possède
une grande résistance à l’abrasion et aux chocs en plus d’une grande résistance à court
terme (24 à 48 h). Les BFUP possèdent des rapports e/c très faibles inférieurs à 0,25. Les
22
fibres représentent habituellement 2% du volume total du béton, mais leur proportion peut
varier de 1 à 4% du volume total du béton. La quantité de fibres augmente la résistance en
traction et en flexion du béton, mais n’influence que très peu la résistance en compression
du BFUP. Le comportement ductile des BFUP est présenté à la Figure 2-17 d’après
Guenet[38]. Les caractéristiques mécaniques des BFUP utilisés sont présentées au
Tableau 2-1.
Figure 2-17 - Comportement en traction des Bétons Ordinaires (BO), Bétons Renforcés de
Fibres (BRF) et des BFUP avec et sans phase écrouissante d’après [38]
Tableau 2-1 – Propriétés mécaniques du BHP et BFUP utilisés
Propriétés BHP
(HP-S10) BFUP
(UP-F2) BFUP
(Durabex)
Résistance en compression à 28 jours (MPa)
60.0 120.0 98.0
Résistance en flexion à 28 jours (MPa)
14.0 Non. Disponible 14.0
Résistance en traction à 28 jours (MPa)
Non. Disponible 8.0 7.8
Module élastique à 28 jours (GPa)
31.2 37.0 39.9
23
2.5.2 Bois
2.5.2.1 Bois lamellé-collé (BLC)
Le bois lamellé-collé est un bois d’ingénierie. Il est composé de petites lamelles qui sont
collées ensemble à l’aide de colle haute performance. Les lamelles sont collées
parallèlement ce qui assure d’excellentes résistances dans l’axe fort de la poutre. Les
poutres en bois lamellé-collé peuvent être courbées lors du collage afin de construire des
arches ou bien dans le but de fabriquer une contre-flèche. Les pièces sont utilisées comme
poutres ou comme colonnes dans les différents ouvrages.
Les propriétés mécaniques des pièces en bois lamellé-collé sont très élevées pour des
pièces de bois. Le bois lamellé-collé peut être utilisé afin de construire des ouvrages légers.
En effet, les pièces de bois ont un très bon rapport résistance/poids. Les structures en bois
lamellé-collé permettent la construction sur de grandes portées tel le projet du pont de la
forêt Montmorency d’une portée de 33 m (voir Figure 2-18) [44]. Les propriétés des pièces
en bois lamellé-collé utilisées lors de ce projet sont présentées au Tableau 2-2.
Figure 2-18 - Pont de la forêt Montmorency [39]
24
2.5.2.2 Bois lamellé-croisé (CLT)
Le bois lamellé-croisé (Cross Laminated Timber, CLT) en anglais est apparu dans les
années 1990 en Autriche et en Allemagne. Les panneaux sont fabriqués à partir de lamelles
de bois empilées perpendiculaires à 90°à l’aide d’adhésifs structuraux. Les panneaux
comportent au minimum 3 couches de lamelles. Les lamelles extérieures sont toujours
orientées dans la même direction qui est nommée le sens principal du panneau. En effet, il
s’agit d’un panneau qui est principalement unidirectionnel. Certains panneaux utilisent une
double couche longitudinale sur le dessus et le dessous du panneau afin d’obtenir une plus
grande résistance structurale. Les largeurs sont d’un maximum de 2,4 m pour des raisons
de transport et la longueur inférieure à 20 m pour la même raison.
Les panneaux CLT permettent une construction rapide sur le chantier. Les panneaux
peuvent être utilisés pour construire tout le bâtiment allant des planchers aux murs de
refends en passant par les murs extérieurs. Des panneaux plus minces sont utilisés lorsque
les efforts sont faibles et l’épaisseur du panneau augmente lorsque les efforts sont plus
élevés. Les pièces de bois sont découpées à l’usine à l’aide de bras robotisés et seulement
quelques plaques et quelques vis d’acier sont nécessaires sur le chantier. Il est maintenant
possible de construire 12 étages complètement en bois massif au bois au Canada. Le projet
origine à Québec comporte 13 étages en incluant le podium de béton. Deux images du
projet sont montrées à la Figure 2-19 [40]. Les propriétés de conception des pièces en bois
lamellé-croisé utilisées lors de ce projet sont présentées au Tableau 2-2.
(a) (b)
Figure 2-19 - Projet origine (a) Photo du bâtiment Origine; (b) Déplacement d’un panneau de
CLT sur chantier [40].
25
Tableau 2-2 - Propriétés de conception du bois lamellé-collé et CLT (valeurs pour
l’orientation longitudinal seulement) [41]
Produit Nordic Lam Nordic X-Lam
Classe contraintes 24F-ES/NPG E1
Moment de flexion (Fb) 30.7 MPa 28.2 MPa
Cisaillement longitudinal
(Fv) 2.5 MPa 1.5 MPa
Module élastique réel (E) 13 100 MPa 11 700 MPa
Module élastique apparent
(Ea) 12 400 MPa 11 700 MPa
Compression de fil (Fc) 33.0 MPa 19.3 kg/m3
Traction de fil (Ft) 20.4 MPa 15.4 MPa
Densité Moyenne (G) 0.47 0.42
Masse volumique (ρ) 560 kg/m3 515 kg/m3
26
Chapitre 3 : Development of a Rigid-Ductile Notch Connector for
Timber Composite Structures with Cross Laminated and Glued
Laminated Timber
Résumé
Les structures en dalles bois-béton composites (BBC) constituent une solution émergente
pour les bâtiments à plusieurs étages en bois. Le comportement des BBC est fortement
influencé par le comportement et la rigidité des connecteurs. Il est donc primordial d'utiliser
une connexion efficace dans une dalle composite. Un tel système de connexion est
généralement très coûteux à installer ou à acheter. L'objectif de ce travail est de développer
une entaille ductile de faible profondeur adaptée au bois lamellé-croisé (CLT) et à la dalle
en bois lamellé-collé. La conception de l’entaille est exécutée pour obtenir plusieurs
configurations tout en assurant un comportement ductile de l’entaille. 14 configurations sont
testées avec du béton haute performance (HPC) et du béton fibré à ultra-haute performance
(BFUP). L'effet de la présence d’un isolant acoustique entre le bois et la dalle de béton est
également analysé. Enfin, une conception est réalisée pour une dalle BBC de 9 m de portée
qui respecte le Code national du bâtiment du Canada (CNBC).
27
Abstract
Timber-concrete composite (TCC) slab structures is an emerging solution for timber multi-
story buildings. As the behavior of the TCC is strongly influenced by the connectors behavior
and rigidity, it is important to use a cost-efficient connexion in a composite slab. Such
connexion system are usually very expensive to install or to purchase. The objective of this
work was to develop an inexpensive and ductile notch connector, which is adapted to Cross-
Laminated Timber (CLT). The design of the notch connexion was optimized in order to obtain
a ductile behavior of the connexion shear behavior. In total, 14 configurations were tested
by using both High Performance Concrete (HPC) and Ultra-High Performance Fiber
Reinforced Concrete (UHPFRC). Therefore, the effects of the presence of an acoustic
insulation between the timber and the concrete slab we also analysed. Finally, an example
of design is presented for a TCC slab of 9 m span according to the National Building Code
of Canada (NBCC).
28
3.1 Introduction
Timber-concrete composite (TCC) allows fostering structural performances by taking
advantage of both materials, e.g., timber provides tensile strength and lightness, while the
concrete slab enhances the overall stiffness, vibrations and the acoustic insulation [42].
Moreover, from an ecological point of view, the positive effect of timber on the Global
Warming Potential (GWP) can compensate the carbon emission due to concrete [43], [44].
As for applications, TCC beams have been successfully employed to rehabilitate existing
timber floors, residential floor and small and medium span bridge [11], [45], [46], but their
use in new floors construction has been limited by the lack of design guideline [47].
In TCC structures, the concrete slab works mostly in compression, while the timber is under
a combined action of tension and bending. Thus, the connection system allows transferring
the horizontal shear and developing a composite action which enhances the structural
stiffness and the load-carrying capacity. In the last decades, several mechanical connectors
have been developed to transfer longitudinal shear forces and guarantee an effective
composite action, such as: screws, studs, glued steel plates [48], notch connections [25],
concrete-steel composite connectors [21], etc. Connections are characterized in terms of
the relationship between the shear force and the slip between concrete and timber as shown
for example in Figure 3-1 [11]. Notch connections are often characterized by high rigidity,
i.e., a relatively high shear resistance at small slip of about 5 mm. The glued connections
also exhibit high stiffness, but their collapse is often rather brittle. Lately, ductile connections,
such as steel mesh plate [49] and elongated composite connectors [21], have been
developed to provide structural ductility, which allows warning signals before a collapse and
stress redistribution in hyperstatic structures [50]. A recent work employed screw
reinforcement against splitting in order prevents a brittle failures [51]. Selçukoglu and Zwicky
have developed a ductile notch for TCC structures made of concrete and Glued Laminated
Timber (GLULAM) by taking advantage of the ductility of timber in compression [25]. In more
details, to achieve a ductile connection, the spacing and depth of the notch were chosen to
assure that the compression failure mode of timber occurs before the shear failure mode of
timber on a plane surface. The deep notch configuration allowed significant plasticization of
timber (i.e., crushing in compression) with an elasto-plastic shear-slip relationship up to 10
mm of slip (see “Ductile notch” Figure 3-1).
29
.
Figure 3-1 - Comparisons of different connection systems after [Yeoh et aL,2010]
The present work aims at developing a ductile notch connector for GLULAM as well as for
CLT which are emerging for residential floors in multi-story application in Canada.
Developing a ductile notch connection for concrete-CLT structures is particularly promising
as modern computer numerical control (CNC) machine allows carving almost any desired
notch shape with a very high precision and low cost.
The article is structured as follows: Section 3.2 introduces the connector’s concept and the
dimensioning; Section 3.3 presents and discusses the experimental tests performed;
Section 3.4 compares the rigidity of the connector with actual connection method and
Section 3.5 predicts the structural behavior of a TCC structure using this connection shear
law.
30
3.2 Materials and methods
3.2.1 Materials
The CLT and GLULAM employed in this work are Canadian-made and available under the
commercial name of Nordic X-Lam 175-5s classified E1 and Nordic-Lam 24F-ES/NPG,
respectively. The mechanical design properties of timber were assumed from the
manufacturer technical specifications as reported in Table 3-1 [41], where E is the Young’s
modulus, fc is the compressive strength, ft is the tensile strength, fcc is the confined
compressive strength (in the following a superscript C or T will be employed to refer concrete
or timber, respectively). The maximal confined compressive strength of the timber T
ccf was
experimentally estimated by forcing a rectangular flat steel bloc with an area of 200 mm by
35 mm into the timber as shown in Figure 3-2. The mean value of the confined compressive
strength was 40.7 MPa for the CLT with a Coefficient of Variation (COV) of 5.8 MPa. By
considering a normal distribution, the characteristic compressive strength with 95% fractile
is about 50 MPa.
(a) (b)
Figure 3-2 – Confined compressive strength of the wood test set-up
(a) lateral and top view of the test and (b) photo of the test
Without considering a probabilistic approach, a concrete with a compressive strength of
60MPa may likely avoid the concrete crushing. The High Performance Concrete (HPC) was
characterized by a compressive strength C
cf = 60 MPa, which is commercially available
31
under the name HP-S10 King. The pre-blended package contains Portland cement, silica
fume, aggregates smaller than 10 mm and air-entraining admixture. Two kinds of
commercially available UHPFRC were also employed: (i) an UHPFRC#1 reinforced by steel
fiber with a volume content of 2%, which is commercially available under the name KING
UP-F2. The steel fiber has a length of 12.7 mm and a diameter of 0.2 mm; (ii) the second
one is an UHPFRC#2 reinforced with 2% volume content of polyvinyl alcohol fibers, which
is commercially available under the name by Béton Génials. The latter is an ecological
UHPFRC because it recycles glass powder in the mix design [52]. The compressive strength
was determined by standard tests on cylindrical sample of 200 mm height and 100 mm
diameter according to standard ASTM C39M-18 [36].
For the connection, the screws called ASSY plus VG s with cylindrical head-AW 40 produced
by MyTiCon were used. The threaded screws have a diameter of 8 mm and a length of 180
mm. For the case with insulation, a longer screw with a length of 200 mm was employed to
have the same embedded length (155 mm) for all tested configurations. Two kinds of
insulation were used: (i) the first insulation used is an acoustic insulation named SONOpan
II produced by MSL with a thickness of 19 mm (ti). The second is also produced by MSL but
is named SONOclimat Eco 4, this product has equivalent mechanical properties to the
SONOpan II but is approximately 6 mm thicker. A polyethylene film was placed between the
concrete and the timber to avoid water exchanges.
32
Table 3-1 - Mechanical design properties of materials used in the push-out tests
Component Name E
(GPa) fb
(MPa) ft
(MPa) fc
(MPa)
Timber
Glulam 12.4 30.7 20.4 33.0
CLT 11.7 28,2 15,4 19,3
Concrete
UHPFRC#1 37.0 - 8.0 120
UHPFRC#2 39.9 - 7.8 98
HPC 31.2 4.65 60
Insulation
Thickness(mm) Density (kg/m3)
Type 1 19.0 224
Type 2 25.4 265
Screws 8 mm x 180-200 mm, thread length 164-184
mm
Factored Lateral Strength resistance (N)
2321
3.2.2 Notch connection design
The developed notch connector for both glulam and CLT was conceived to achieve a ductile
failure of timber crushing in compression. The width of all notches was fixed at about
200 mm. Figure 3-3 schematically shows the stress distribution of the assumed failure
modes, such as: (i) timber compressive stresses T
c at the vertical interface between
concrete and timber; (ii) concrete shear stress C on the horizontal plan; (iii): shear stress
t at the vertical plan in timber, where the superscript T or C stands for timber or concrete,
respectively. The notch was designed to ensure the ductile timber failure in compression (
T T
c ccf = ) occurs before the shear failure of concrete (max
C C = ) or timber (max
T T = ). Also,
it is important that the concrete compressive strength C
cf is enough greater than the
confined compressive strength T
ccf of timber to avoid concrete crashing in compression. The
resulting forces are shown in Figure 3-3: (i) the compressive timber forces at acting on the
notch vertical face T T
cc nC f D w= ; (ii) the shear concrete force C C
nV L w= acting on the
33
horizontal plane at the timber-concrete interface; (iii) the shear timber force
2T T T
nV D H wH = + acting on the vertical planes on the side of the connection. The forces
TV , CV , TC have to be taken as the maximum force for shear or compressive failures.
(a)
(b)
(c)
Figure 3-3 - (a) sample geometry with indication of the insulation in dark color; stress
distribution on possible failure notch planes : (b) lateral view of the notch and (c) top view
between 2 notches
The HPC traction strength C
tf of the is calculated from the CSA A23.3 2014 [53] as follows,
0.6C C
t cf f= , while the traction strength of the UHPFRC is taken from the technical data
sheet of the company [54]. The notch depth Dn was then set at 20 mm for HPC to ensure a
minimum connection rigidity. As for UHPFRC, the depth Dn was slightly increased to 25 mm
as its greater shear strength max
C allows greater compressive force CV . The notch’s depth
34
Dn was always less than the thickness of the exterior layer of the CLT panel (35 mm) to
avoid activating the rolling shear transversal CLT layer below the notch. This notch area A=
nD w varies from 4000-7000mm2. The length Ln is estimated by imposing that the shear
concrete strength CV to be at least 15% greater than the compressive strength of the
connection TC , i.e., 1.15C TV C (Figure 3-3b) as follows;
max
1.15 1.15 250TT
HPC cc nn C C
t
f DCL mm
w f= = 3-1
As for UHPFRC, the length Ln is calculated by imposing C TV C by assuming that the shear
strength max
C is close to the tensile strength C
tf .
The steel screws were added within the notch with 2 possible configurations (2 or 4) to avoid
the risk of uplift between the concrete slab and the timber. Moreover, each screw contributes
to a factored lateral shear load of 2,3 kN [55]. In the case of 4 screws system with HPC, the
minimal required notch length Ln was reduced by considering a lower lump factor of 1.05
instead of 1.15. This lower surcharge factor is used because the 4 screws in the connection
also work in shear and reduce the risk of horizontal shear in the concrete.
,4
max
1.05 1.05 230TT
HPC screws cc nn C C
t
f DCL mm
w f= = 3-2
Finally, it’s important to verify that shear force of timber TV is greater than the compressive
force of the timber TC to avoid a brittle block shear failure between two longitudinal notches
(Figure 3-3 c). The factored longitudinal shear resistance max
T of the CLT and the GLULAM
was assumed to be 1.5 MPa and 2.5 MPa. Thus, the minimum notch interdistance H
needed was estimated by assuming TV < TC as follows:
3-3
555(2 ) (2 )
TTHPC cc nCLT T T
n n
f D wCH mm
D w D w =
+ +
35
3.2.3 Sample preparation for shear tests
The timber pieces and notches were produced at the factory of the industrial company with
a 3 axis CNC machine. The notch interior was carved in about 30 seconds with a 100 mm
diameter drill bit and finished with a precision drill bit of 40 mm diameter to perform the
vertical face. The actual shape of the notches is shown in Figure 3-4.
The formworks were accurately cut for the 1 meter long samples. The thickness of concrete
(hs) was 40 mm for UHPFRC and 60 mm for HPC. Those thickness are representative of
the slab thickness for a composite floor [15]. Then, the acoustic panel was cut in a U-shape
with a jigsaw at the notch position, was pressed downwards and fixed with staples to the
timber surface. A polyethylene film was laid over the timber (or the insulation) to avoid
wetting. This reduces the concrete-timber friction, which could contribute to the shear
behavior. The screws were drilled after the application of the plastic film. The screws were
positioned at the middle of the length of the notches when 2 screws are used, or positioned
at the third and two third of the length of the notch when 4 screws were used (as shown in
Figure 3-4b and Figure 3-4c). The top of the screws was positioned exactly at the middle of
the concrete layer thickness. The UHPFRC was cast in the longitudinal direction of the
sample thus favoring the pouring direction for the fibers alignment. A plastic film was laid
over the concrete for the first day to avoid the risk of plastic shrinkage of the concrete slab.
After the first day, a curing blanket was placed for the duration of 27 days to avoid the risk
of shrinkage cracking.
36
(a)
(b)
(c)
Figure 3-4 - (a) Actual shape of the notch CLT-HPC-20-4; Position of the screws for
connector with (b) 2 screws and (c) 4 screws
Table 3-2 presents all tested configurations with the indication of kind of timber (CLT of
GLULAM), kind of concrete (HPC, UHPFRC#1 or UHPFRC#2), presence of insulation or
not, number of screws and notch sizes. In total, 60 samples were tested.
37
Table 3-2 - Configurations of tested specimens (Type of Insulation: 1=SONOpanII (19 mm),
2=SONOclimat Eco 4 (25 mm); UHPFRC1:= UP-F2 POLY; UHPFRC2=Durabex)
Sample code Timber Concrete Insula-
tion type
Specimen Length (L)
(mm)
No. of screws-
screw length (mm)
Notch dimension
(Lc-Dc) (mm)
Notch effective dimension
(Ln-Dn) (mm)
Number of
sample repetition
CLT-HPC-20-4 CLT HPC - 900 2-180 230-20 230-20 6
CLT-HPC-20-2 CLT HPC - 900 2-180 250-20 250-20 6
CLT-UHPFRC1-25-2 CLT UHPFRC
#1 - 900 2-180 180-25 180-25 6
CLT-UHPFRC1-35-2 CLT UHPFRC
#1 - 1200 2-180 250-35 250-35 6
GL-HPC-20-4 GLULAM HPC - 700 4-180 230-20 230-20 3
GL-HPC-20-4-I GLULAM HPC 1 950 4-200 449-39 230-20 3
GL-HPC-20-4-II GLULAM HPC 2 1000 4-200 518-45 230-20 3
GL-HPC-20-2 GLULAM HPC - 700 2-180 250-20 250-20 3
GL-HPC-20-2-I GLULAM HPC 1 950 2-200 488-39 250-20 3
GL-UHPFRC1-25-2 GLULAM UHPFRC
#1 - 750 2-180 180-25 180-25 3
GL-UHPFRC1-25-2-I GLULAM UHPFRC
#1 1 900 2-200 317-44 180-25 3
GL-UHPFRC1-25-2-II
GLULAM UHPFRC
#1 2 950 2-200 360-50 180-25 3
GL-UHPFRC2-35-2 GLULAM UHPFRC
#2 - 900 2-180 250-35 250-35 3
GL-UHPFRC2-35-2-I GLULAM UHPFRC
#2 1 950 2-200 386-54 250-35 3
38
3.2.4 Push-out test set-up
Figure 3-6 shows the eccentric shear test set-up which was employed in this work. The
specimen consists of a single connector with a concrete slab and a GLULAM beam (or CLT
slab).
While the eccentric test reduces the sample size. However, the eccentric test tends to
increase the friction because of the transverse compressive force developing at the top of
the specimen, which can cause a slight overestimation (5-10%) of the maximum shear load
and shear stiffness [31], [56]. The tests were performed according to the EN 26891 standard
[57] and the representation is shown in Figure 3-5(a). Two LVDT’s were installed on both
sides of the specimen as shown in Figure 3-6 to measure the relative slip between the
concrete and the timber at the notch position. A third LVDT is added at the top of the
specimen to measure the horizontal displacement of the concrete. The set-up was modified
to accommodate the specimens ranging from 950 mm to 1200 mm as shown in Figure 3-6
by welding an extension on top of the steel frame. The samples were tested within 47 to 62
days after casting day based on the availability of the press. The sample weight was
approximately 75 kg.
(a) (b)
Figure 3-5 - (a) Loading protocol for the push-out test; (b) Representation of Kini and Ks
39
(a)
(b)
Figure 3-6 - Shear Test set-up: (a) lateral view; (b) top view
3.3 Results
3.3.1 Shear laws
In annex A, all the results of shear test are reported with the indication of the mean curve in
terms of applied shear force vs. slip. In general, all the connections showed a rather ductile
behaviour. As for CLT connection (Figure 3.5). The UHPFRC slabs allowed a greater shear
strength than those of HPC slab. Surprisingly, for the CLT, the deepest notch of 35 mm isn’t
the connection with the highest rigidity. This is due to the rolling shear in the transversal
bottom layer.
40
Figure 3-7 - Average shear-slip relationships for CLT with HPC or UHPFRC slab
As for GLULAM connections with HPC slabs, the shear response was rather similar. The
presence of the insulation layer reduces slightly the shear strength, but it increases the
ultimate slip as shown in Figure 3-8.
Figure 3-8 - Average shear-slip relationships for GLULAM beam and HPC slab
As for GLULAM with UHPFRC connection, (Figure 3-9) the slab of UHPFRC allowed a
greater shear strength with respect to the case with HPC slab. The presence of insulation
kind 1 did not reduce significantly the shear strength, but it considerably increases the
ultimate slip. However, the insulation layer kind 2 affected the shear strength.
41
Figure 3-9 - Average shear-slip relationships for GLULAM beam with UHPFRC slab
3.3.2 Connexion parameters
Based on the measured shear-slip relationship, 6 relevant parameters were identified, such
as: (i) the maximum load maxV [kN]; (ii) the slip modulus sK [kN/mm]; (iii) the maximal slip
maxs [mm]; (iv) the inelastic slip after the first loading phase res [mm]; (v) the connection
ductility C [-]; (vi) the initial slip modulus iniK [kN/mm];. In more details, the slip modulus
sK used for Serviceability Limit State calculations was defined in between 10% and 40%
Vmax as follows:
0.4 0.1
0.4 0.1
s
V VK
s s
−=
− 3-4
where V0.1 and V0.4 are the load at the 10% and 40% of Vmax, respectively; while s0.1 and s0.4
are the corresponding slips. The residual slip is defined as
0.40.4res
s
Vs
K = − 3-5
The ductility was defined as below:
u eC
e
s s
s
−= 3-6
42
where se is the slip at the end of linearity of the curve shear-slip V-s, while su is defined as
the slip at 80%Vmax in the softening curve after the peak load Vmax. If the load is not softening,
su is defined as the maximum slip. iniK was defined as the initial stiffness of the connection
from the start of the test up to 40% Vmax as follows:
0.4
0.4
ini
VK
s= 3-7
Such parameters are reported in Table 3-3.
Four failures modes are identified with the examination of the connection after the test which
are shown in Figure 3-10. The first failure mode (I) is the screw shear failure after the
compression of the timber. This failure mode was observed only with UHPFRC, while the
screws deformed at the interface and in the timber (CLT-UHPFRC1-25-2, CLT-UHPFRC1-
35-2, GL-UHPFRC1-25-2, GL-UHPFRC2-35-2); (II) a shear failure of the concrete after
reaching the timber plasticity in compression. This failure was observed for HPC samples
(CLT-HPC-20-4, CLT-HPC-20-2, GL-HPC-20-4, GL-HPC-20-2); (III) the third failure mode
occured when 4 screws are used without insulation and occurred at smax smaller than 7mm
which was observed for HPC samples (CLT-HPC-20-4, GL-HPC-20-4), (IV) flexural
plastification of the screw after reaching the timber plasticity in compression with maximal
slip over 15mm (observed with insulation), which was observed with UHPFRC and HPC
samples (GL-HPC-20-4-I, GL-HPC-20-4-II, GL-HPC-20-2-I, GL-UHPFRC1-25-2-I, GL-
UHPFRC1-25-2-II, GL-UHPFRC2-35-2-I).
43
Figure 3-10 - The failures modes observed after the shear tests for all considered
configurations
In terms of ductility, the failure mode I was the mode which exhibited a limited ductility
ranging from 3.2 up to 5.7. The failure mode number IV has the highest observed ductility
ranging from 5.5 up to 12.3. Failure mode II and II have moderate ductility ranging from 4.4
to 5.3. The Figure 3-9 shows the connection rigidity in function of the notch depth Dn for all
systems. In the following, for sake of simplicity, the results are grouped under generic code
name: for instance, GL-2 means all the configurations name which have GLULAM and 2
screws (i.e., GL-2= GL-HPC-20-2, GL-UHPFRC1-25-2, GL-UHPFRC2-35-2) and the I at the
end of the name stand for a group with insulation.
As expected, the connection in the CLT is about 13% less rigid than that of GLULAM, which
is comparable to those of their E-moduli (see Tableau 2-2). For the notches with a depth Dn
of 35 mm, an important reduction of the connection rigidity of 21% is observed in the case
of the CLT compared to the CLT with a 25 mm deep notch. In that case, this depth Dn is
equal to the thickness of the outer laminated members of the CLT (35 mm). This might have
favored the rolling shear of the timber fibers in the transversal layer of the CLT, which
reduces the connection’s rigidity. As for the GLULAM, the deeper is the notch, the greater
is the rigidity of the connection (Figure 3-11).
44
Table 3-3 - Shear Test Result: mean values and CoV (in parentheses)
Specimen designation
No. Vmax
[kN]
Kini
[kN/mm]
Ks
[kN/mm]
smax
[mm] ∆𝒓𝒆𝒔
[mm]
[-] Failure mode
CLT-HPC-20-4 6 155
(15.7) 72
(4.8) 312
(54.1) 10.9 (3.9)
0.73 (0.07)
4.9 (1.8)
II-III
CLT-HPC-20-2 6 143.8 (18.3)
66 (22.7)
351 (51.5)
12 (1.1)
0.81 (0.29)
4.6 (1.1)
II
CLT-UHPFRC1-25-2 6 198.5 (13.8)
138 (16.7)
398 (21.9)
10 (1.7)
0.49 (0.06)
5.7 (1.5)
I
CLT-UHPFRC1-35-2 6 243.7 (12.6)
153 (17.7)
315 (25.7)
8 (2.2) 0.44
(0.08)
3.2 (1.0)
I
GL-HPC-20-4 3 183.5 (16.2)
198 (42.1)
488 (50.3)
8 (2.4) 0.48
(0.26)
4.4 (1.1)
II-III
GL-HPC-20-4-I 3 150.5 (23.5)
149 (26.3)
387.9 (52.0)
17.4** 0.38
(0.08) 11.6 IV
GL-HPC-20-4-II 3 157.3 (24.5)
158 (67.4)
403 (12.1)
16** 0.31
(0.11) 11.3 IV
GL-HPC-20-2 3 173.1 (10.5)
150 (42.7)
412 (42.6)
11 (3.9)
0.42 (0.10)
5.3 (2.5)
II
GL-HPC-20-2-I 3 176.9 (10.3)
199 (18.8)
466 (59.6)
16** 0.27
(0.02) 11.7 IV
GL-UHPFRC1-25-2 3 211.0 (8.8)
169 (62.0)
456 (27.2)
8 (0.7) 0.47
(0.21)
3.4 (2.0)
I
GL-UHPFRC1-25-2-I 3 206.0 (25.5)
230 (81.2)
410 (70.8)
16** 0.22
(0.08) 12.3 IV
GL-UHPFRC1-25-2-II 3 166.5 (57.8)
149 (112.2)
412 (46.6)
11** 0.97
(0.11) 5.5 IV
GL-UHPFRC2-35-2 3 248.1 (27.5)
325 (196.6)
566 (143)
6 (2.4) 0.34
(0.22)
4.5 (2.4)
I
GL-UHPFRC2-35-2-I 3 248.1 (68.9)
233 (157.1)
491 (2.1)
17** 0.58
(0.42) 9.8 IV
** Loading speed was accelerated after 15mm of slip.
45
(a)
(b)
Figure 3-11 - (a) Influence of the timber on the connection’s rigidity; (b) Influence of the
insulation on the connection’s rigidity
It is important to observe the influence of the insulation over the rigidity and ductility of the
connection shear behavior. Figure 3-11a) shows the connection’s rigidity with and without
the presence of the 19 mm insulation layer for the GLULAM specimens for different notch
depth (Dn). An average reduction of the connection’s rigidity of 15% is observed when an
insulation layer is used. Such rigidity loss is due to the increase of flexibility of the bottom
part of the screw. The insulation is soft and the connector is less stiff. Unexpectedly, the
20 mm depth notch is stiffer with an insulation layer when only 2 screws are used. Perhaps
46
the low number of repetition (3) can explain this unexpected result. The shear strength Vmax
transmitted by the connection increases with the notch depth as expected. It is worth noticing
that, when a 19mm insulation layer is used, the observed reduction of connection rigidity is
significantly smaller than that of steel continuous plate mesh connection [58]. Figure 3-11b)
shows the effect of the insulation on the shear strength Vmax for GLULAM samples for
different notch depth. The shear test proved that the presence of the insulation doesn’t
affect the maximal force transmitted by the connection. The ductility of the connection is
highly improved with the use of insulation for every configuration tested as shown in Figure
3-12b). The failure mechanism IV (see Figure 3-10) cause a plasticization in the screw and
a large rotation and displacement.
(a)
(b)
Figure 3-12 - (a) Influence of the notch depth (Dn) on Vmax; (b): Ductility vs Dn
47
3.4 Comparison with existing connectors
This section compares the connections’ performances with those of existing connectors
which have been published in open literature, such as: (i) screws at 30° angle [59]; (ii)
continuous steel mesh connector under the commercial name of HBV [56]; (iii) and a discrete
steel-UHPFRC-steel elongated composite connector [21]. To compare discrete connector
with a continuous connector it is important to determine a spacing for each connector. For
this study, the lateral spacing and the longitudinal spacing are the same for discrete
connectors. The chosen spacing is representative of the reality but could change depending
of the span and the loading scenario. Thoses spacings were chosen only for a comparison
purpose. Screws generally need to have a very small spacing to reach a high connection
rigidity. A spacing of 150 mm is used in the calculations for the screws at a 30° angle. The
spacing of discrete steel-UHPFRC composite connector is assumed to be 250 mm in both
directions. For the considered connectors the longitudinal spacing depends of the depth of
the connectors as seen in equation 3. For this analyze, the longitudinal spacing is set at
around 650 mm while the transversal spacing is 800 mm. The continuous steel mesh
connector has usually a lateral spacing of 500 mm. The effective rigidity is calculated with
the individual rigidity of each discrete connector divided by the spacing between each
connector and its unit is Force/Length2 (N/mm2). The individual rigidity of the connectors is
estimated to be about 20 kN/mm for the angled screw [59], 20 to 50 kN/mm for the steel-
UHPFRC depending on the connection geometry (i.e., steel core diameter and UHFRC
diameter of the external shell) [21] , 825N/mm2 for the continuous steel mesh [58]. The
developed connectors have a effective rigidity of about 412 to 566 kN/mm. .
Table 3-4 compares the GL-UHPFRC2-35-2 and the GL-HPC-20-2 with connectors. They
both provide a high effective rigidity with a limited quantity of connectors per m2. The ductility
of theses notches is comparable with the others ductile connectors.
48
Table 3-4 - Comparison of the rigidity of the GL-UHPFRC2-35-2 and GL-HPC-20-2 with existing
connectors
Connectors Stiffness Lateral
Spacing [mm]
Longitudinal spacing
[mm]
Quantity of connectors
[No./m2]
Effective stiffness
Ks [N/mm2/m]
Ductility
[-]
Continuous Steel Mesh
825 N/mm2 500 1 2 meters
long 1650 ≈10
GL-UHPFRC2-
35-2 566 kN/mm 800 650 1.9 1088 4.5
GL-HPC-20-2 412 kN/mm 800 600 2.1 858 5.3
30° Screws 20 kN/mm 150 150 44 888 ≈4
Steel-UHPFRC
Composite Connector
20-50 kN/mm
250 250 16 300-800 ≈5
3.5 Predicted structural behavior
This section presents an example of the expected structural behaviour of TCC floor with the
studied connectors with design considerations. For sake of simplicity only the deflection limit
at ELS is considered as governing design criterion [15]. We assumed a beam configuration
as shown in Figure 3-13 with materials and connection kinds as specified in the Table 3-1
and Table 3-3. The effective width (be) was assumed to be a 1 meter and the thickness of
the GLULAM is 228 mm with the same properties as shown in Table 3-1. For the concrete
slab, the mean values of the properties were taken in accordance with the technical data
sheets of the HP-S10 and UP-F2 mentioned in Section 3.2. The thickness of UHPFRC and
HPC was assumed equal to 40 and 60 mm, respectively [15]. The structural analyses of the
TCC structures are performed with 4 different connections (GL-HPC-20-2, GL-HPC-20-2-I,
GL-UHPFRC2-35-2, GL-UHPFRC2-35-2-I) and a uniform spacing of 700 mm along the
span. The Serviceability Limit State (SLS) and Ultimate Limit State (ULS) load are based on
the Canadian CSA code for a residential building, such as the live load (L) was set to 2.4
kPa, which corresponds to office areas located in floors above the first story. The dead load,
49
which include the self-weight of the floors and an additional permanent load, is 1.5 kPa. The
load combinaison used for the ULS is 1,25 wD+1,5wL and wD+wL for the SLS. All the TCC
beam respect the deflection criterion at SLS.
The behavior of the 4 beams are calculated with a simplified non-linear model for timber-
concrete composite beams implemented in a Finite Element Method (FEM) which extends
the Newmark theory for TCC beams for accounting for a non-linear V-s law of the connection
and the non-linear tensile behavior of concrete [35]. The experimental shear law of the
connection is inserted in the model in term of V-s relationship. The initial flexural stiffness is
calculated with the γ-method [31] and the deflection at SLS is calculated with the initial
stiffness. The structural ductility is defined as follows:
u e
e
f f
f
−= (7)
where fu is the maximal deflection at failure and fe is the deflection at the limit of the elastic
deflection of the beam.
Figure 3-13 - Configuration and material properties of analyzed TCC beam
Table 3-5 summarizes the assumed parameters for this example.
50
Table 3-5 - Performance parameters of TCC beams with 4 different configurations and
connections
TCC beam
Connector hs
[mm] ti
[mm]
EIeff [Nmm2 *1012/m]
wmax
[kN/m] FSLS
[mm] fe
[mm] fu
[mm] μ [-]
SF [-]
#1 GL-UHPFRC2-35-2 40 0 27.66 36.7 19.4 44 145.0 2.3 4.5
#2 GL-UHPFRC2-35-2-I 40 19 31.91 39.7 16.9 33 146.3 3.4 4.8
#3 GL-HPC-20-2 60 0 31.75 36.1 17.6 33 155.8 3.7 4.1
#4 GL-HPC-20-2-I 60 19 37.60 38.1 15.0 39 160.4 3.1 4.3
#5 CLT-HPC-20-4 60 0 25.48 24.4 22.0 22 129.2 4.9 2.8
#6 CLT-HPC-20-2 60 0 25.88 24.0 22.0 22 131.5 5.0 2.8
#7 CLT-UHPFRC1-25-2 40 0 22.08 24.3 23.0 30 122.1 3.1 3.0
#8 CLT-UHPFRC2-35-2 40 0 21.56 24.6 24.0 30 118.7 3.0 3.1
Although the insulation was found to reduce the connection stiffness, the lever arm of the
composite action (i.e., normal force) increases therefore the insulation has a positive effect
overall flexural stiffness. The Figure 3-14 shows the calculated flexural response of the TCC
beam in terms of distributed load vs. midpsan deflection (w-f). With exception of the case of
cases with UHPFRC (#7, #8) for which the connection breaks first, the failures are due to
the timber rupture in flexural-tension. It is worth mentioning that both the HPC beams #3
and #4 had a slightly greater initial structural stiffness than that of the UHPFRC beam #1
and #2 due to their higher concrete thickness. Note that, in all configuration, the GLULAM
slab was chosen thick enough to ensure the yielding of the connection before the timber
51
reach its maximal strength with a brittle failure. Thus, these designs allow a satisfactory
structural ductility.
If we consider a TCC with CLT, a CLT of 213 mm thick with an effective flexural rigidity of
EIeff=9.06*1012Nmm2/with an effective area of EAeff=175*103mm2 is needed. The properties
of the CLT are the same as in the Section 3.2 and the same concrete’s thickness are used
as in the GLULAM cases. No simulation is performed with insulation for the CLT because
no shear test data are available. As shown in Figure 3-14 - Calculated load-deflection curves
(w-f) of TCC beams with selected connections for (a) GLULAM timber and (b) CLT timber,
the CLT slab composite avec a high ductility and a high safety factor over the design criteria.
Both HPC simulations have higher stiffness at SLS than the 2 UHPFRC concrete but are
also 8% thicker. As expected, the CLT-UHPFRC1-25-2 has a higher initial rigidity than the
CLT-UHPFRC2-35-2 even if the notch is shallower. However, the maximal force transmitted
by the CLT-UHPFRC2-35-2 is higher and it has a higher maximal bearing capacity than the
CLT-UHPFRC1-25-2.
52
(a)
(b)
Figure 3-14 - Calculated load-deflection curves (w-f) of TCC beams with selected
connections for (a) GLULAM timber and (b) CLT timber
3.6 Conclusion
This works focused on the development of a rigid and ductile notch connection which is
suited for TCC structures made with GLULAM timber or CLT slab., Based on the presented
results, the following conclusions can be drawn:
1. As for CLT slab, it was possible to design a notch connection with a limited depth
(20-25 mm) for HPC and UHPFRC slab which provide a connection stiffness (k=312-
566 kN/mm) and ductility (4.6 – 5.7)
2. The use of UHPFRC slab allows deeper notch (25 mm) in the with reduced length
size (180 mm) timber without risk for brittle failure of the connection.
3. As for glulam timber, the presence of insulation between the timber and the concrete
reduces the connection rigidity by 15%, which is relatively acceptable. Interestingly,
53
thanks to the formation of a plastic hinge in the screw at the level of the insulation,
this increase the connection ductility.
4. The effect of the insulation or the greater thickness of the HPC slab increase the
lever arm of the composite action (normal load) and can compensate the loss of
connection’s stiffness.
5. The notches in GLULAM timber are stiffer than their counterpart in the CLT by
approximately 13% which is comparable to those of their E-moduli.
6. As for design examples, the developed notch shear behaviour allows designing TCC
residential floor with a span of 9 m with a slenderness ratio of 30 for CLT slab or 27
for GLULAM timber.
Future works are needed to validate the connection design at the structural level, especially
considering the possible loads during the construction phases and possible shrinkage
effects. Moreover, the effect of concrete shrinkage and casting method on the connection
stiffness need to be analyzed.
3.7 Acknowledgements
The authors are grateful to Natural Sciences and Engineering Research Council of Canada
for the financial support through its ICP and CRD programs (IRCPJ 461745-12 and RDCPJ
445200-12) as well as the industrial partners of the NSERC industrial chair on eco-
responsible timber construction (CIRCERB) and the Quebec’s Economy, Science and
Innovation ministry. The authors would like to acknowledge Mr. Keven Durand and Ms. Julie
Frappier of Nordic Engineered Timber for the donation of the CLT and GLULAM as well as
Julian Peña Cruz of King Materials for the donation of the UHPFRC mix materials and
assistance during the casting. The authors would also like to thank Arnaud Iweins de
Wavrans who greatly helped them in the laboratory.
54
3.8 Annex A (Shear test results)
55
56
Chapitre 4 : Experimental investigation and analysis of Composite
Floor Slab made with Cross Laminated Timber and with High
Performance Concrete and Ultra High Performance Fiber
Reinforced Concrete
Résumé
Les structures en bois lamellé-croisé (CLT) sont de plus en plus nombreuses dans les
constructions résidentielles. Cette solution écologique est mise de l’avant par les
concepteurs en bois. Cependant, les planchers en CLT ont quelques défauts. En effet, il
n’existe pas de solutions économiquement compétitives pour des portées de 8 à 10 m. Les
structures composites CLT-Béton permettent d’atteindre ces portées tout en conservant un
plancher très mince. Ce travail met de l’avant 2 solutions innovantes utilisant un béton haute
performance (BHP) et un béton fibré à ultra haute performance (BFUP). Ainsi les solutions
ont été conçues selon les charges pondérées du bâtiment puis les planchers d’une portée
de 8 m ont été testés en laboratoire. Les résultats en laboratoire ont finalement été
comparés aux analyses numériques. La solution CLT-BFUP composite semble très
intéressante afin de réduire l’épaisseur du plancher et de réduire le poids de la structure
dans les bâtiments multiétages.
57
Abstract
Cross-laminated timber (CLT) structures are becoming more common in residential
buildings as ecological floor system. However, CLT floors are no economically competitive
solutions for large floor span (8 to 10 m). This work aims to develop two innovative CLT-
Concrete composite structure using high performance concrete (HPC) and Ultra High-
Performance Fibers Reinforced Concrete (UHPFRC). The composite system was designed
according to a multicriteria design approach and Canadian standards for a single span floors
of 8 m long. The ductile notch connexion reinforced with screws were employed to transfer
the horizontal shear. The shear law of the connection was characterized by push-out tests.
The vibrational frequency was also measured. The flexural behavior was characterized with
4 points of load bending tests. The composite CLT-UHPFRC system allows to reduce the
thickness and the weight of the multi-storey building floor.
58
4.1 Introduction
Timber-Concrete Composite structures (TCC) are an efficient solution for floors in multistory
buildings is due to the composite action in these systems that highly improves the stiffness
and the overall strength of the structure. Theses structures have been used in the past for
the refurbishment of existing floors as well as bridge's deck [26]. Differently from steel-
concrete composite structures TCC are characterized by a partially composite action due to
the deformability of the [60]. Yet, it is possible to achieve a high degree of composite action
with stiff connectors such as steel plates or notches [28]. A recent work has developed rigid
notch connection for Cross Laminated Timber (CLT) slabs or GLULAM timber. To reduce
the slab thickness, it is possible to use High Performance Concrete (HPC) or Ultra-High
Performance Fiber Reinforced Concrete (UHPFRC) [15], [61]. Indeed, the higher elastic
modulus of (Ec≈50-60 GPa) and high compressive strength (fc≈120-180 MPa) is particularly
interesting for TCC as the concrete works in compression. Indeed, the axial force in the
composite structures caused by the composite action makes concrete working in
compression while the timber is mostly in tension-flexion. Thus, TCC structures can be
effective ecological and lightweight systems [11], [33].
As for an example, a UHPFRC slab can reduce the long-term deflection of a TCC compared
to an equivalent timber solution by 50% [61]. The UHPFRC cast-on timber was found to add
a significant contribution to the shear transfer [62].
This work aims at developing a long span and thin floor mad of CLT-Concrete composite
slab for multistory buildings The employed methodology combines a multicriteria design,
numerical analysis and full scale laboratory tests.
The article is structured as follows: Section 4.2 explains the materials, analytical and
numerical methods and describes the multicriteria approach, Section 4.4 presents and
discusses the results and the Section 0 is reserved for the conclusion.
59
4.3 Materials and methods
4.3.1 Materials and sample
4.3.1.1 Material properties
In this work, a commercially available CLT known under the commercial name Nordic X-
Lam 175-5s was employed [41]. The CLT is made of 5 layers of 35 mm for a total thickness
of 175 mm. The mechanical properties of the Nordic X-Lam are reported in Table 4-1 [41].
The employed UHPFRC is commercially available under the name UP-F2 by King Materials
with steel
fibers at a volume content of 2%. The steel fiber has a length of 12.7 mm and a diameter of
0.2 mm. The compressive strength and the Young’s Modulus of both concrete were tested
accordingly to the ASTM C39-18M [36] and the ASTM C469M-14 [37]. The UHPFRC
characterized at 40 days on 4 cylindrical samples provided a compressive strength (fc) of
119.6±4 MPa and a Young’s modulus (Ec) of 41.2±1 GPa. For the HPC, we tested a premix
product available under the commercial name of HP-S10 by King Materials. The
compressive strength and the Young’s Modulus of the HPC were measured at 39 days on
4 cylindrical samples of 4 by 8 inches. The results were a compressive strength (fc) of
64.7±2.3 MPa, a Young’s modulus (Ec) of 36.0±2.2 GPa. For both concrete, the tensile
strength was taken from the product date sheet [54]. Additionally, we employed a ready-mix
HPC with equivalent property which was characterized by Ec = 30.1± 0.2 and fc = 64.6±1.2.
The water cementitious ratio of the ready mix HPC was 0.31. Table 4-1 summarizes the
average mechanical properties of the materials used in the experimental program in air-dry
condition.
60
Table 4-1 - Average mechanical properties ± Coefficient of Variation of the materials used for
the bending tests
Component Product E [GPa] fb [MPa] ft [MPa] fc [MPa]
CLT Beam X-Lam 175-5s 11.7 44.1 24.1 30.2
UHPFRC UP-F2 41.2 ± 1.0 - 8.0 119.6 ± 4.1
HPC (premix)
HP-S10 36.0 ± 2.2 - 4.7 64.7 ± 2.3
HPC (ready-mix)
- 30.1 ± 0.2 - 4.0 63.6 ± 1.2
4.3.1.2 Push-out tests
In this work, the push-out test were performed with an eccentric configuration in order to
reduce the sample size. However, the transverse compressive force developing at the top
of the specimen in an eccentric test tends to increase the friction, which can cause a slight
overestimation (5-10%) of the maximum shear load and shear stiffness [31], [56]. The tests
were performed according to the EN 26891 standard [57]. Two LVDT’s were installed on
both sides of the specimen to measure the relative slip between the concrete and the timber
at the notch position. Teflon plates were attached to the steel frame to reduce the friction.
Six tests were performed for both connections.
4.3.1.3 TCC Beams
Both configurations of TCC Beam in this work use a notch connection which were inspired
by the works of Zwicky [25] and recent studies [63]. The 6 CLT slabs were cut by a computer
numerical control (CNC) machine. The slab with UHPFRC slab uses the CLT-25-2
connector while the three beams with HPC use the connection named CLT-20-2. For both
configuration, 8 connectors are present in the beam as shown in Figure 4-1. The connection
spacing was 700 mm for the second connector and 900 mm for the central connectors. The
dimensions of both configurations are shown in Figure 4-1. As for CLT-HPC#1, a
polyethylene film was laid over the CLT and held into the notch with staples to protect it from
wetting. Due to the low amount of water present in UHPFRC the plastic film was not used.
The screws (VG-plus 8 mm x 180) produced by the company MyTiCon are positioned and
drilled manually after the application of the plastic film. Both screws are positioned at the
middle of the length of the notches. The top of the screws is positioned exactly at the middle
61
of the concrete layer’s thickness. The UHPFRC is cast in the longitudinal direction of the
slab thus favoring the fibers alignment. A plastic film is laid over the concrete after casting
to avoid plastic shrinkage. After the first day, a curing blanket is used for 6 extra days to
avoid shrinkage cracking. Two different casting protocol were considered to mimic two
different shoring configurations on the construction site. 3 CLT-HPC#1 and the one CLT-
UHPFRC beam were cast on 3 supports system with uniform clearance span of 4 m to
simulate the use of a single shoring at midspan during construction on site. 2 CLT-HPC#2
beams were cast on the floor. No plastic film was employed between the CLT and the
HPC#2 and it was cured with a curing blanket until 7 days. This configuration mimics a large
number of shoring rent for a long time or a prefabricated system. The CLT-UHPFRC beam
was cast as the 3 former CLT-HPC#1 on 3 supports for 7 days and 2 supports afterwards.
The middle shoring was taken off 7 days after the casting. The specimens were conditioned
for 28 days in laboratory conditions before testing.
62
(a)
Section A-A: Section B-B:
(b)
Section C-C: Section D-D:
Figure 4-1- TCC beams with notch connectors and the indication of the position and sizes (a)
HPC TCC beams (b) UHPFRC TCC Beam (units in mm)
4.3.2 Analysis methods
4.3.2.1 γ-Method
The γ-Method is a simplified design method used in the Annex B of the Eurocode 5 [31].
This method for mechanically joined beams with elastic connections is based on the linear
elastic theory developed by Möhler [30]. This method considers the connection shear
stiffness as well as its maximal shear strength to determine the effective bending stiffness
63
and load-carrying capacity of the composite system. The shear coefficient γ is defined to
measure the degree of interaction between the timber and the concrete as follows:
2
2
1
1 c cA E
kL
=
+
4-1
where Ec and Ac are respectively the concrete’s Young’s modulus and the section area of
the concrete considered in the beam, k and L are respectively the slip modulus with unit
Force/Length2 of the connection usually determined between 0.1 and 0.4 of the maximum
load capacity of the connection [32] and the beam length. Thus, the value of γ ranges from
0 to 1 indicating the degree of interaction. Depending of the γ value, the effective bending
stiffness will vary within two extremes [5]. The minimum and maximum effective bending
stiffness are shown in equations 4-2 and 4-3.
min c c w wEI E I E I= + 4-2
1* 2
*minmax 2 *
2
( ) 1 1,( )
( )1 c c w w
EI EA rEI EA
EA E A E A
kL
−
+= = +
+
4-3
In equation 4-3, r is the distance between the rigidity’s centroid of both layers. This method
can accurately predict the load-deflection curve in the serviceability limit states but is not
suited to estimate the non-linear behavior of the shear law at higher load level. The flexural
structural rigidity can be calculated with the equation (4-4).
( ) ( )( )
( )
( )2 2 , , 2 2
c c c w c w
eff c c c c w w w w w c w
c c w w
E A h h h hEI E I A a E I A a a a a
E A E A
+ += + + + = = −
+ 4-4
In equation (4-4), aw and ac are the distances between the centroid of a material and the
effective neutral axis of the composite beam and h is the member’s depth.
4.3.2.2 Two elastic-plastic method
The frozen shear method was introduced in 1999 [5] which is very similar to the -method
but assumes an elastic-plastic load-slip relationship of the connection. The maximum shear
force is developed near the end supports for a simply supported beam with uniformly
distributed load. Once the connectors near the end supports start yielding, the method
freezes the shear force in all connectors along the beam. This way, the beam is reduced to
64
a non-composite beam with a minimum effective bending stiffness (EImin). Thus, the frozen
shear model produces a bilinear load-deflection curve neglecting the stress redistribution in
the connections in the plastic stage. Therefore, this model tends to underestimate the plastic
stiffness of a TCC beam.
Frangi and Fontana [64] proposed another elastic-plastic model called EPM in this work to
estimate the flexural strength of composite beams with the hypothesis of ductile connectors
working at maximum shear strength. If the full composite and non-composite cases
represent the upper and lower bounds, the load-carrying capacity of a partially composite
beam can be estimated by linear approximation.
4.3.2.3 Non-linear Newmark model
The simplified non-linear Newmark method proposed by [35] is an extension of the Newmark
[65] method coupled with the beam theory of Euler-Bernoulli. A numerical method is used
to solve the differential equation 4-5 by considering the entire connection law (load-slip)
characterized by push-out tests.
min
1 ( ) 1( ) ''( ) 0
*s
EId dN xN x x d
dx K dx C EI
− + =
4-5
where C* is a parameter of axial rigidity of the composite beam; EI∞ is the maximal composite
bending stiffness; N is the normal stress in each layer and ” is the second derivative of the
beam deflection.
4.3.3 Multicriteria design approach
In this work, the TCC beam was considered as an isostatic simply supported beam with a
long span of 8m (L) as a target solution for the construction sector of timber multistory
buildings in Canada in term of cost of production. A simplified multicriteria design approach
adapted from Naud [15] with the following criteria was performed: (i) deflection caused by
live loads; (ii) long-term deflection; (iii) vibration criteria; (iv) safety factor of the load-bearing
capacity of the TCC structure; (v) structural ductility; (vi) total weight; (vii) floor thickness;
(viii) fabrication cost; (ix) fire resistance and (x) the natural frequency
This study is based on the National Building Code of Canada (NBCC) [3] for the design.
Thus, the live loads (L) for office areas located in floors above the first storey is 2.4 kPa. For
the permanent loads (D), the self-weight of the structure and an additional permanent load
65
of 1.5 kPa was considered to account for partitions in the office and the mechanics on the
structure. The load combinaison used for the ultimate limit state (ULS) is 1.25 wD+1.5wL.
For the serviceability limit state (SLS), both initial and long-term deflection were considered.
In the NBCC, the maximal admissible deflection caused by the uniformly distributed live load
is L/360 which is shown in the equation 4-6.
4522.2
384 360
LL
eff
w L Lmm
EI = 4-6
In equation 4-6, wL is the uniform live loads of 2.4 kPa; L is the span of the beam and EIeff is
the effective bending stiffness of the composite beam.
For the total long-term deflection, this estimation must consider the effect of creep on both
materials and the creep in the connection. Theses reductions will result in a reduced bending
stiffness EIeff_r calculated with the reduced Young’s modulus and the reduced connection
stiffness as shown in equation 4-7.
; ; ; K ;1 1 1 1
CLT UHPFRC HPC sCLTLT UHPFRCLT HPCLT sLT
CLT UHPFRC HPC conn
E E E KE E E= = = =
+ + + + 4-7
The creep ‘s coefficients used in this work are: ΦUHPFRC=0.8 for UHPFRC [66]; ΦHPC=2 for
HPC [67]; ΦCLT=2 for CLT [68] and Φconn=2 for the connection [11], [69]. The total long-term
deflection is the addition of the deflection caused by live load on the composite system and
the long-term deflection caused by the permanent loads on the reduced composite system.
The NBCC do not consider a sustained live load portion on the structure. The admissible
maximum total deflection in the NBCC is L/180. The long-term deflection can be evaluated
with the equation 4-8.
4 45 544.4
384 384 180
L Dtot
eff effLT
w L w L Lmm
EI EI = + 4-8
In equation 4-84-8, EIeffLT is the effective bending stiffness reduced to account creep of the
composite beam.
The vibration criteria is based on the fundamental frequency, f1, of the composite beam
which can be estimated with the equation 4-9 where m1m is the linear mass of the composite
66
floor in kg/m for 1 meter wide and EIeff1m is the effective bending stiffness for a meter wide
of the beam.
1
1 2 12
m
eff
m
EIf
L m
= 4-9
Based on the Eurocode 5 [31], the fundamental frequency of should be higher than 8 Hz to
be acceptable for a TCC floor. For lower frequencies, the solution can also be acceptable if
the criteria in equation 4-10 is respected [70], where d1kN0.34 is the deflection under 1kN point
load in mm, as follows:
6 30.34110.34 1
1
106.23,
48kN m
kN eff
f Ld
d EI = 4-10
A safety factor of the load-bearing capacity is also considered, but such ULS state rarely
governs the dimensioning of TCC floors in buildings. The safety factor is calculated with the
equation 4-11 where wmax is the maximum bearing load capacity estimated with the FEM
non-linear Newmark method and wULS is the factored load applied to the beam based on the
NBCC.
max
ULS
wSF
w= 4-11
The structural ductility (μ) is calculated with the equation 4-12 based on [15] where Δu is the
maximum deflection and and ΔEOL is the deflection at the end-of-linearity in the load-
deflection curve. The structural ductility can be considered has an important design factor
because it favors the redistribution of the internal forces in the structure in case of statically
determined structures and it can also improve the dissipated energy in a seismic condition.
u EOL
EOL
−
=
4-12
The fire resistance was also considered in the design criteria. The fire resistance is
calculated by assuming a one-dimensional char depth and a zero-strength layer. The
calculations are made in accordance to the Canadian standards [71]. A charring rate of
0.65 mm/min is used for the CLT and the zero-strength layer is 7 mm for a fire exposure
duration of more than 20 minutes. A minimal fire resistance value of 2 hours is needed. The
load used in fire calculation is not factored and the mean strength of the CLT can be used
67
in the calculations without any reductions according to CSA [71]. In order to obtain the mean
strength of the CLT-E1 stress grade, the specified strength from Table 4-1 has to be
multiplied by an adjustment factor of 1.25 [71]. An iteration process was performed with the
γ-method to determine the critical Cross-section of CLT to withstand the unfactored load
with the mean strength. The charring rate and the zero-strength layer are used to determine
the time under fire needed to reduce the CLT to the critical cross-section thickness. This
time is the theoretical fire resistance of the TCC. The layer of concrete is considered
protected by the CLT and no reduction to the concrete of the connection is applied.
The total weight of the floor is also considered since it can impact the column design in a
multistory building. The floor thickness is also considered in the analysis because the total
height of a building in different regions in Canada are regulated and it can have a significant
impact on the project.
Finally, the construction cost was approximately estimated by considering the price of the
materials given by the different companies. Based on approximate price in Canada, the cost
of CLT was 850 $/m3, the cost of UHPFRC was assumed to be 3000 $/m3, the cost of HPC
was estimated to be 300 $/m3. As for the connector, the cost was estimated to be 10 $/conn
by considering the CNC time needed and the screws. Figure 4-2 shows the multicriteria
analysis design optimization results while Table 4-2 presents the value for both
configurations.
Table 4-2 – Predicted results for both configurations
Cost [$]
Total weight [kPa]
Long term total deflection
[mm]
Live load deflection
[mm]
Natural frequency
[mm]
Structural ductility
[-]
ULS moment Safety Factor
[-]
Floor thickness
[mm]
Vibration Criteria
[-]
CLT-HPC 1612 2.50 41.35 8.10 5.84 1.69 2.00 245 6.79
CLT-UHPFRC 2596 2.20 37.72 8.80 5.95 0.67 2.40 230 6.74
68
Figure 4-2 - Multicriteria design optimization results
4.3.4 Test set-up
A bending test with 4 equally spaced loads point was performed to the TCC Beams. The
deflection was measured in the midspan center by potentiometers as shown in Figure 4-3.
This set-up allowed the HSS bar to rotate around the longitudinal axis at the first support
and to move horizontally over the second support. Two potentiometers were positioned on
the reference bar and connected to the CLT slab to measure the deflection. Four Linear
Variable Differential Transformers (LVDT) were used to measure the slip between the
concrete slab and the CLT on both sides of the beam at both supports. A similar test protocol
was used previously [15], [29], [57].
69
Figure 4-3 - Flexural bending test set-up with 4 points load
The test control was divided in 2 steps as shown in Figure 4-4. During the first step, the
deflection (Δ) is increased at a rate of 8 mm/min. First, the displacement increases to apply
a load that represent a bending moment similar to the SLS condition which the beam was
designed for. This displacement is maintained for 30 seconds. The load was reduced to
approximately 10% of the estimated maximum load (Pmax) and maintained for another 30
seconds. The load was reincreased to 0,4 Pmax. Past this point, the displacement was
increased to a rate of 10 mm/min up to the collapse of the TCC beam. For the HPC-CLT
beam Pmax was estimated by Newmark method to be about 125 kN. Figure 4-4 is a visual
representation of the test protocol.
Figure 4-4 - Flexural test protocol controlled by displacement
70
A classical impact-response test, which is also called a modal test [68] was performed to
measure the natural frequencies of the TCC beams. 7 accelerometers were fixed uniformly
on the 8 meters long composite beam under the CLT to obtain the first and the second order
frequency and the damping ratio of the first natural frequency. The hammer used during the
test was a 2.5 kg Kistler model no. 9278A with a soft tip which creates a long impact duration
in the low frequency. The accelerometers used for the acquisition had an operating range
of 0.2 to 1000 Hz and a sensitivity of 500 mv/g. The data acquisition and the processing
were done with software named LMS Test.Lab Impact Testing.
4.4 Results and discussion
4.4.1 Push-out test
The shear law behaviours of the CLT-HPC and CLT-UHPFRC notch connection are shown
in Figure 4-5. The CLT-HPC and the CLT-UHPFRC connections have respectively a mean
connection stiffness (ks) of 351 ± 52 and 398 ± 22 kN/mm. The maximum shear strength
(Vmax) are 143.8 ± 18.3 and 198.5 ± 13.8 for the HPC and UHPFRC respectively. The
UHPFRC has a higher connection’s stiffness and maximum shear strength because the
notch has a higher depth of 25 mm instead of 20 mm for the CLT-HPC connection. Both
connections exhibited a ductile behaviour after the maximum peak load.
(a) (b)
Figure 4-5 - Shear-slip curves of the connection for (a) CLT-HPC and (b) CLT-UHPFRC
71
4.4.2 Static bending test
Figure 4-6 compares the experimental and calculated load-deflection curves, P-Δ, for the
CLT-HPC 1 and 2 composite slabs. The experimental response is less rigid than expected
by the different methods. The second CLT-HPC-2 was slightly more rigid than the first. As
shown in Figure 4-6a), the CLT-HPC-2 exhibits a more symmetric behavior in terms of slip
at each end which is favorable to a stiffer structural behavior. Both CLT-HPC 1 and 2 slabs
easily meet the ULS load with a safety factor over 2.2. The beam CLT-HPC 3 and 4 exhibited
a stiffer structural response. Table 4-3 presents the results of flexural tests.
Table 4-3 – Flexural test results
∆𝐒𝐋𝐒
[mm]
𝐝𝐏
𝐝∆(𝐢𝐧𝐢𝐭𝐢𝐚𝐥)
[kN/mm]
𝐏𝐄𝐎𝐋
[kN]
∆𝐄𝐎𝐋
[mm]
𝐏𝐌𝐀𝐗
[kN]
μ
[-]
CLT-HPC-1 43.1 0.75 38.9 52.2 109 2.24
CLT-HPC-2 37.4 0.85 54.7 64.2 121 1.76
CLT-HPC-3 27.4 1.20 48.1 40.0 117 2.84
CLT-HPC-4 27.3 1.20 48.1 40.0 120 2.95
CLT-UHPFRC 25.6 1.31 55.8 42.6 120 2.95
Figure 4-6 - Comparison of load-deflection (P- Δ) curves with degree of composite action and
analysis method for the CLT-HPC slab
72
Figure 4-7 compares the experimental and calculated load-deflection curves. P-Δ. The first
load drop is due to a wood slat breaking has observed. A photo of this broken slat is shown
in Figure 4-8. The TCC system allowed to redistribute the load until the final failure occurs
at 170 mm from timber breaking in tension. The CLT-UHPFRC slab also easily meet the
ULS load with a safety factor over 2.4.
Figure 4-7 - Comparison of load-deflection (P- Δ) curves with degree of composite action and
analysis method for the CLT-UHPFRC slab
Figure 4-8 - Photo of the broken slat that cause the first load-drop
To check the potential factors which have affected the beams with lower stiffness. CLT-HPC
1 and 2 were cut in half as shown in Figure 4-9. Additionally. a reference beam of CLT-HPC
1 and 2 (called CLT-HPC 1.2 ref) which was cast and cured as CLT-HPC 1 and 2 but not
73
tested. was also cut for inspection. Two major issues were found which could explain the
lower structural stiffness of the system CLT-HPC 1 and 2. such as shown in Figure 4-10: (i)
the contact area between timber and concrete was not completely filled due to the plastic
sheet; (ii) a diagonal crack was visible in the concrete slab in the proximity of the notch
corner. Thus. the notch didn’t work the entire depth of the connexion like it was design [63].
The plastic roll was difficult to push at the bottom of the cut. Thus. the concrete didn’t cast
in the same shape as the opening in the wood and the concrete is cast in a rounded shape
as seen in Figure 4-10a).
(a) (b)
Figure 4-9 - (a) photo of the cut perform on the concrete slab; (b) photo of a connection not
used on the entirety of its depth
The effective depth of the notch used during the test was measured with a digital caliper by
looking at the vertical proportion of the notch. By measuring all the available connections on
the different HPC slabs. it was estimated that the real effective average depth was 10 mm
instead of 20 mm as distributed. Figure 4-10b shows the distribution of the effective depth
measured on all the notch of the cut sections.
74
(a)
(b)
Figure 4-10 - (a) Photo of a rounded connector due to the plastic film; (b) Probability density
distribution of the notch's effective measured depth
A reduction factor
'n
n
D
D was applied to the connection law V-s (characterized in section
4.4.1) to account for the contact reduction due to the plastic sheet. Figure 4-11b and c shows
75
the experientially measured shear law V-s and the effective one by employing the
multiplicative reduction factor
'n
n
D
D.
(a) (b)
Figure 4-11 - (a) Shear law of the HPC notch connector; (b) The depth of the notch is partially
used during the flexural test
To test this hypothesis. the structural response with the effective shear law V-s was
calculated with the non-linear Newmark method implemented in FEM [35]. Figure 4-12
compares the load-deflection curves of the experimental tests wit the one estimated with the
effective shear-law. The correction factor allows to predict very well the experimental
structural behavior of the beams CLT-HPA 1 and 2 in term of load-deflection.
As further validation of this hypothesis. one can compare the results of Newmark with the
original shear law and the structural response of beams CLT-HPC 3 and 4 for which the
plastic sheet was not employed. and the casting was performed on the ground. There is a
good correspondence which confirms that possible uplift of concrete slab might have likely
reduced the contact area Dn of the beams CLT-HPC-1 and 2. Yet. the slight more flexible
behaviour close to the peak of CLT-HPC 3 and 4 with respect the expected structural
behaviour can be explain by the second observed factor. the cracks in the concrete slabs at
the notch position (Figure 4-9b).
76
Figure 4-12 - Comparison between the tested slab and the factored Newmark (Newmark’)
method for the CLT-HPC Slab
4.4.3 Slip behavior
As observed in previous works. the slip distribution of a TCC is generally not symmetric [15].
[30] . In fact. the slip is symmetrical at both ends of the composite slabs during the elastic
phase of the connection. but the spatial variability of the possible imperfection causes
asymmetric development of slips and at a lower load. That is. most of the slip occurs on one
side. Figure 4-13a shows the load-slip curves for all tested slabs. P-s. The Newmark’s model
use uniform materials properties which induce a symmetric slip behavior at both ends of the
slab. This FEM method could be implemented with probabilistic models and non-uniform
materials properties which would lead to asymmetric slip. The corrected Newmark methods
gives a good approximation for the HPC 2 slabs because this test had a more symmetric
behavior. The HPC 1 South had a very weak connection side and a lot of sliding occurred
on this side as shown in Figure 4-13a) while the HPC 1 North had a small slip. For the Slab
HPC 2. 5 additional LVDT’s were installed on the composite slab to measure the slip at 1-2-
4-6-7 meters in addition to the LVDT’s at both ends. This was done to get more data and
find an explanation to the loss of rigidity. As expected. the Newmark model with the factored
connection’s law can reproduces the slip observed all along the slab during the test with a
very high precision as shown in Figure 4-13b). 3 keys moment where identified which are:
77
the end of linearity (EOL) behaviour which is at a load of approximately 35kN on the CLT-
HPC slab. the middle value at a load of 70 kN and the slip at failure load.
(a) (b)
Figure 4-13 - Load-slip curves for the HPC-composite slab for (a) CLT-HPC 1 and 2; (b) CLT-
HPC 3 and 4
(a) (b)
Figure 4-14 – Slip between the HPC and the CLT at different position along CLT-HPC during
loading for (a) CLT-HPC 2; (b) CLT-HPC 3 and 4
S(x) can be transformed in a shear relation with the connection’s law (V(x)). This relation is
shown in Figure 4-15. The results of this transformation fit very well the results except for
the asymmetric behavior in the middle of the slab observed at the end of the test.
78
(a) (b)
Figure 4-15 - Horizontal Shear distribution along (a) CLT-HPC 2; (b) CLT-HPC 3 and 4
The same slip validation is performed with the CLT-UHPFRC composite slab. The load-slip
curves for the CLT-UHPFRC. P-s is shown in Figure 4-16. The experimental connectors
plasticized at a lower load than expected by the push-out shear test. Otherwise. the
simulation fit with the observed data.
Figure 4-16 - Load-slip curves for the CLT-UHPFRC composite slab
Like the CLT-HPC 2. additional LVDT’s were installed on the UHPFRC slab to measure the
slip every 800 mm along the slab in addition to the LVDT’s at both ends. This was done to
get more data and find an explanation to the loss of rigidity that were observed on the CLT-
HPC slabs. The Newmark model using the original connection’s law can reproduces the slip
observed with the CLT-UHPFRC with a very high precision as shown in Figure 4-17a). The
same 3 keys moment where used for the analysis of the CLT-UHPFRC slab. The EOL is at
79
a load of approximately 60kN. the middle is at a load of 90 kN and the failure is at the
maximum load. The slip along the slab is transformed in a shear relation with the
connection’s law (V(x)). This relation is shown in Figure 4-17b). The results of this
transformation fit very well the results at EOL and at the MIDDLE load but underestimated
the load at failure.
(a)
(b)
Figure 4-17 - (a) Slip between the UHPFRC and the CLT at different position on the slab; (b)
Horizontal Shear distribution along the CLT-UHPFRC
80
4.4.4 Vibration test results
The modal test was repeated several times by moving the point of impact. The results are
presented in the Table 4-4. The measured first order frequency fits with the predicted value
within a 10% range and all the measured values are over the expected values calculated
with the equation 4-9. These higher values mean that the composite floors exceed even
more the floor vibration criteria established in equation 4-10. Interestingly. the vibrational
frequency well corresponds to the calculated one without the need to account for any
reduction of the connection stiffness. The reason is that the vibrational behaviour depends
on small frictional forces between the CLT and the concrete.
Table 4-4 – Calculated and Average measured results of the natural frequency
TCC Slab
First order frequency. f1
measured (Hz)
First order frequency. f1
predicted (Hz)
Difference (%)
Second order frequency. f2
measured (Hz)
Measured damping ratio for
the first order frequency
(%)
CLT-UHPFRC
6.5 5.95 9.2 21.3 1
CLT-HPC#1
6.4 5.84 9.6 17.2 1
CLT-HPC#1
5.9 5.84 1.0 18.0 1
CLT-HPC 1.2 ref
Not Tested
81
4.5 Conclusion
This works focused on the design and experimental verification of CLT-HPC and CLT-
UHPFRC floor with notch connectors developed in previous work [63]. Based on the present
results. the following conclusion can be drawn:
1. In the design. the vibration criteria and the long-term deflection governed the design
of the tested CLT-HPC and CLT-UHPFRC. The safety factor on the load-bearing
capacity is ratter high as common for TCC structures in residential buildings;
2. As for CLT-HPC. two different fabrication method were considered to mimic possible
constructions situations. The CLT-HPC#1 and #2 with plastic sheet and cast on 3
supports (e.g. 1 single shoring at mid-span) caused a certain uplift and loss contact
of the notch connections. The CLT-HPC#3 and 4 which were cast without plastic
sheet and on the ground (e.g. a uniform shoring) were not affected by the loss of
contact in the notch exhibiting the stiff composite action. However. some diagonal
cracks in the concrete slab occurred at peak load.
3. The CLT-UHPFRC slab offered an excellent structural behaviour. which was very
rigid at low load and the yielding of the connectors with a high maximal deflection at
failure (L/48).
4. The use of UHPFRC reduced the thickness of the floor by 15 mm (6%) and the
weight of the floor by 12%. The slenderness ratio of CLT-UHPFRC was 34.8.
5. The Newmark’s model provides an accurate prediction for the entire structural
response (P-Δ) of CLT-HPC and CLT-UHPFRC from the shear law (V-s) of the
connections.
Future works are needed to measure the humidity in the wood to understand if it’s possible
to cast HPC on top of CLT without wetting the wood. Also. predicting the shrinkage effect of
the concrete on the composite structure as well as predicting the creep effect of the concrete.
the wood and the connection over the long-term deflection would be important because the
long-term deflection governs the design.
82
4.6 Acknowledgements
The authors are grateful to Natural Sciences and Engineering Research Council of Canada
for the financial support through its ICP and CRD programs (IRCPJ 461745-12 and RDCPJ
445200-12) as well as the industrial partners of the NSERC industrial chair on eco-
responsible wood construction (CIRCERB) and the Quebec’s Economy. Science and
Innovation ministry. The authors would like to acknowledge Mr. Keven Durand and Ms. Julie
Frappier of Nordic Engineered Wood for the donation of the CLT as well as Peña Cruz of
King Materials for the donation of the UHPFRC mix materials and assistance during the
casting.
83
Chapitre 5 : Conclusions et perspectives
5.1 Conclusions générales
Le travail présenté s’est concentré sur le développement d’une entaille ductile adaptée aux
dalles composites minces. Le comportement de cette entaille peu profonde a été caractérisé
en laboratoire avec plus de 60 échantillons. 4 dalles composites d’une portée de 8 m ont
aussi été fabriqué afin de valider le concept à échelle réelle. Les principales conclusions
sont divisées en chapitre ci-dessous.
Chapitre 2 : Synthèse bibliographique : D’abord. l’historique et les types de connexions
présentement utilisés dans les structures composites ont été identifiés. Il a été observé que
la majorité des connecteurs bois-béton créent une action composite partielle qui va donc
engendrer du glissement entre le bois et le béton aux extrémités. En général. les
connecteurs rigides tels les colles. les entailles profondes et les plaques métalliques ont
tendance à obtenir un comportement structurel fragile. Plusieurs méthodes d’analyses
existent pour calculer les efforts et le comportement des poutres composites. Leur avantage
et inconvénient ont été discutés. Les méthodes linéaires sont valides pour le domaine
élastique des connecteurs. mais ne représentent pas le comportement réel à la rupture de
la poutre composite.
84
Chapitre 3 : Development of a Rigid-Ductile Notch Connector for Timber Composite
Structures with Cross Laminated and Glued Laminated Timber : Le dimensionnement
et les essais des connexions en entailles ont été réalisés. Il a été observé que la profondeur
de l’entaille avait une grande influence sur la rigidité et la charge maximale de la connexion.
L’utilisation d’un isolant acoustique de 19 mm affectait la rigidité de la connexion de
seulement 15%. mais augmentait grandement la ductilité de la connexion. Une même
entaille est 13% plus rigide dans le bois lamellé-collé que dans le CLT. Les entailles ont un
comportement ductile et rigide ce qui est optimal. Le BFUP permet de concevoir des
entailles plus profondes puisqu’il est plus résistant en cisaillement ce qui entraine une plus
grande rigidité et donc un meilleur comportement à l’échelle structurale.
Chapitre 4 : Experimental investigation and analysis of Composite Floor Slab made
with Cross Laminated Timber and with High Performance Concrete and Ultra High
Performance Fiber Reinforced Concrete : La nouvelle entaille ductile a été utilisée dans
la conception d’une dalle mince composite CLT-BFUP ainsi qu’une dalle CLT-BHP. La
conception a été effectuée avec une approche multicritère afin d’obtenir un plancher
optimisé. Les résultats en flexion sont beaucoup moins rigides qu’attendu dans le cas de la
dalle CLT-BHP. Une vérification a été effectuée en découpant les poutres composites. Il a
été possible d’apercevoir que la zone de bois comprimée ne faisait pas toute la profondeur
de l’entaille contrairement à ce qui était observé dans les essais de cisaillement ou toute la
profondeur de l’entaille était en compression. Ceci est causée par la présence du plastique
continu qui ne permet pas au béton de remplir parfaitement l’entaille. Un facteur de réduction
a donc été utilisé afin de réduire la loi de connexion du connecteur pour la dalle CLT-BHP.
Par la suite. la nouvelle loi réduite de connexion a été utilisée afin de comparer les méthodes
de calculs avec les essais en laboratoire. Il y a une très bonne correspondance. La dalle
composite CLT-BFUP a très bien performé puisqu’il n’y avait pas de plastique entre le CLT
et le BFUP. La résistance ultime des deux systèmes respectent facilement les critères de
conception du Code National Canadien du Bâtiment [3].
5.2 Perspectives de recherche
Concernant les perspectives de recherches. il serait important d’effectuer des recherches
concernant l’effet du fluage et du retrait sur les structures composites. En effet. très peu de
données sont disponibles sur ces phénomènes dans les structures composites. Pourtant. la
conception est gouvernée par la flèche en service à long terme. Le critère gouvernant est
85
donc un critère étant très peu documenté ce qui est illogique. De plus. il a été possible
d’apercevoir et de mesurer une grande augmentation de la flèche lorsque les systèmes ont
été déposés sur 2 appuis entre le 7e et 28e jours de mûrissement du béton. L’effet du fluage
est donc facile à mesurer et à quantifier. L’effet de la fatigue dans les connecteurs pourrait
aussi faire l’objet d’une recherche pour les structures composites. Finalement. il serait
important de construire des poutres CLT-BHP utilisant ce connecteur sans la présence d’un
rouleau de plastique afin de valider le comportement de la connexion CLT-BHP.
L’utilisation de dalle préfabriquée de BFUP avec joints coulés sur chantier pourrait aussi
être une alternative intéressante à étudier afin de mesurer l’impact sur le temps de
construction et les avantages économiques de tel système.
86
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