Embed Size (px)
DESCRIPTION
calculer Eaux pluvial et usée
Citation preview
i
ii
i
Sommaire MODULE HYDRAULIQUE APPLIQUEE AUX
RESEAUX D’ASSAINISSEMENT ...................................... 1
Chapitre 1 : Introduction à l’assainissement ......................... 1 1.1. Définition ................................................................................................................... 1 1.2. Natures des eaux d’assainissement ............................................................................ 1
1.2.1. Eaux de ruissellement : ...................................................................................... 1 1.2.2. Eaux usées, d’origine domestiques : .................................................................. 1 1.2.3. Eaux industrielles : ............................................................................................. 1
1.3. Types de système d’assainissement, leurs avantages et inconvénients ...................... 2 1.3.1. Système séparatif ................................................................................................ 2 1.3.2. Système unitaire ................................................................................................. 2 1.3.3. Système pseudo-séparatif ................................................................................... 3 1.3.4. Assainissement individuel .................................................................................. 3
1.4. Schéma des réseaux d’assainissement ........................................................................ 4 1.4.1. Le schéma perpendiculaire : .............................................................................. 4 1.4.2. Schéma d’équipement par déplacement latéral : ............................................... 4 1.4.3. Schéma d’équipement à collecteur transversal ou oblique : ............................. 4 1.4.4. Schéma par zones étagées ou schéma par interception : .................................. 5 1.4.5. Schémas sectionnels : ......................................................................................... 5
Chapitre 2 : Evaluation des débits des eaux usées ................. 6 2.1. Généralités : ................................................................................................................ 6
2.2. Eaux usées domestiques : ....................................................................................... 6 2.2.1. Qualité des Eaux domestiques : ......................................................................... 6 2.2.2. Calcul des débits des eaux usées ........................................................................ 7
2.3. Les eaux industrielles : ............................................................................................... 9 2.3.1. Qualité des eaux industrielles : .......................................................................... 9 2.3.2. Quantités à évacuer : ......................................................................................... 9
Chapitre 3: Détermination des débits d’eaux pluviales ....... 12 3.1. Introduction sur la détermination des débits d’eaux pluviales ................................. 12 3.2. Paramètres utilisés .................................................................................................... 12
3.2.1. Intensité ............................................................................................................ 12 3.2.2. Temps de concentration : ................................................................................. 12 3.2.3. Coefficient de ruissellement : ........................................................................... 14
3.3. Méthode rationnelle .................................................................................................. 17 3.4. Formule générale du modèle de Caquot (ajusté par DESBORDES) ....................... 23
Chapitre 4 : Dimensionnement des conduites d’assainissement .................................................................... 29
4.1. Bases de calcul ......................................................................................................... 29 4.2. Calcul des réseaux unitaires ..................................................................................... 29
4.2.1. Calcul des sections : ......................................................................................... 29 4.2.2. Conditions d’écoulement : ............................................................................... 30 4.2.3. Conditions d’implantation et de fonctionnement des réseaux : ....................... 30
4.3. Calcul des réseaux séparatifs .................................................................................... 31 4.3.1. Ouvrages pluviaux: .......................................................................................... 31 4.3.2. Canalisations d’eaux usées .............................................................................. 31
ii
Chapitre 5 : Dimensionnement des ouvrages d’assainissement .................................................................... 35
5.1. Déversoirs d’orage: ............................................................................................. 35 5.2. Bassins de retenue: ............................................................................................... 39 5.3. Siphons à point bas: ............................................................................................. 41
Chapitre 6 : Eléments constitutifs des réseaux d’assainissement .................................................................... 42
6.1 Ouvrages principaux ................................................................................................ 42 6.1.1 Conduites préfabriquées .................................................................................. 43 6.1.2 Autres produits utilisés (fonte ductile) ............................................................. 53 6.1.3 Conduites coulées sur place ............................................................................. 54 6.1.4 Ouvrages visitables de profils particuliers : .................................................... 54
6.2 Ouvrages annexes : ................................................................................................... 55 6.2.1 Regards de visite .............................................................................................. 55 6.2.2 Bouches d’égout ............................................................................................... 57 6.2.3 Branchements particuliers : ............................................................................ 58 6.2.4 Stations de relèvement : ................................................................................... 59
ANNEXES ............................................................................. 60
1
MODULE HYDRAULIQUE APPLIQUEE AUX RESEAUX D’ASSAINISSEMENT
Chapitre 1 : Introduction à l’assainissement
1.1. Définition L’assainissement des agglomérations a pour objet d’assurer l’évacuation de l’ensemble des eaux pluviales et usées ainsi que leur rejet dans les exutoires naturels sous des modes compatibles avec les exigences de la santé publique et de l’environnement.
1.2. Natures des eaux d’assainissement Les eaux d’assainissement sont de trois types :
• Eaux de ruissellement
• Eaux usées, d’origine domestique
• Eaux industrielles
Ces eaux peuvent être séparées ou mélangées, ce qui fait apparaître la notion de l’effluent urbain constitué par des eaux usées, d’origine domestiques, plus ou moins polluées par des eaux industrielles et plus ou moins diluées par des eaux de ruissellement..
Les caractères de chacune de ces trois catégories sont :
1.2.1. Eaux de ruissellement : Les eaux de ruissellement comprennent les eaux de la pluie, les eaux de lavage et les eaux de drainage. La pollution des eaux de ruissellement est variable dans le temps, plus forte au début d’une précipitation qu’à la fin par suite de nettoyage des aires balayées par l’eau.
1.2.2. Eaux usées, d’origine domestiques : Les eaux usées d’origine domestiques comprennent :
• Les eaux ménagères (eaux de cuisine, de lessive, de toilette,….) • Les eaux vannes (en provenance des WC, matières fécales et urines).
1.2.3. Eaux industrielles : Les eaux industrielles sont celles en provenance des diverses usines de fabrication ou de transformation.
2
1.3. Types de système d’assainissement, leurs avantages et inconvénients
Les systèmes d’assainissement les plus rencontrés sont :
- Le système séparatif
- Le système unitaire
- Le système pseudo-séparatif
- Le système individuel
1.3.1. Système séparatif Le système séparatif se compose de deux réseaux : un réseau pour les eaux usées et un réseau pour les eaux pluviales.
La collecte séparative des eaux usées domestiques nécessite des ouvrages de section réduite en raison du volume limité des effluents en cause. C’est un système économique pour autant que l’évacuation des eaux pluviales ne nécessite pas un autre réseau complet c’est à dire qu’elle puisse être réalisée en faisant un large appel au ruissellement dans les caniveaux.
Le recours à un assainissement séparatif peut être avantageux, en particulier pour l’équipement de quartiers résidentiels réalisés progressivement, si le réseau unitaire existant à l’aval, est sur le point d’être saturé, ou se trouve saturé.
1.3.2. Système unitaire Il s’impose lorsqu’il n’y a pas de possibilité de concevoir économiquement un réseau des eaux pluviales de surface, c’est à dire :
• Si l’exutoire est éloigné des points de collecte.
• Lorsque les pentes du terrain sont faibles, ce qui impose de grosses sections aux réseaux d’égouts séparatifs.
• Lorsque la proportion de surfaces imperméables (toitures, chaussées, parking, cours) est très élevée et que leurs pentes sont faibles, ce qui impose des ouvrages d’évacuation importants, où il est possible, sans dépenses supplémentaires, d’ajouter les eaux résiduaires domestiques.
Il est reconnu que le système unitaire est intéressant par sa simplicité, puisqu’il suffit d’une canalisation unique dans chaque voie publique et d’un seul branchement pour chaque habitation.
Le premier flot d’orage fortement souillé, parvient jusqu’à l’aval du réseau, les déversoirs d’orages n’étant pas encore entrés en action, une partie des eaux de ruissellement est donc traitée dans la station d’épuration.
3
1.3.3. Système pseudo-séparatif Les eaux météoriques y sont divisées en deux parties :
• D’une part, les eaux provenant des surfaces de voiries qui s’écoulent par des ouvrages conçues à cet effet : caniveaux, fossés, etc ...
• D’autre part, les eaux des toitures, cours, jardins qui déversent dans le réseau d’assainissement à l’aide des mêmes branchements que ceux des eaux usées domestiques.
Ce système est intéressant lorsque les surfaces imperméabilisées collectives (voiries, parking, etc ...) représentent une superficie importante avec de fortes pentes.
Il constitue alors une alternative au réseau séparatif, en réduisant le nombre de branchements par habitation à un.
1.3.4. Assainissement individuel L’assainissement individuel est le système utilisé dans les zones urbaines à faible densité dans lesquelles les eaux usées d’une habitation sont éliminées au niveau même de cette habitation ou à l’extérieur dans un terrain limitrophe.
Avantages et inconvénients des systèmes d’assainissement
Système d’assainissement Avantages Inconvénients
Séparatif
- Permet d’évacuer rapidement les eaux - Assure à la STEP un fonctionnement régulier
- Risques d’erreurs de branchement - Investissement important pour mise en place de 2 réseaux
Unitaire
- Simple - Un seul réseau - Pas de risques d’erreur de branchement
- Dilution des eaux de la STEP en période pluvieuse (débit très variable) - Ouvrages importants
Pseudo-séparatif
- Eaux usées et eaux de ruissellement des habitations combinées - Pas de risques d’erreurs de branchement
- Investissement important pour mise en place de 2 réseaux
Individuel
- Possibilité d’assainissement de zones de faible densité - Investissement réduit
- Risques de pollution des eaux souterraines
4
1.4. Schéma des réseaux d’assainissement Un réseau d’assainissement est conçu comme un réseau ramifié.
On peut classer les diverses ossatures entre un nombre de schémas types :
1.4.1. Le schéma perpendiculaire : On l’appelle également schéma à écoulement direct. Il convient par exemple aux réseaux des eaux de pluie en système séparatif.
1.4.2. Schéma d’équipement par déplacement latéral : Il est également appelé schéma à collecteur latéral. Ses eaux sont recueillies dans un collecteur parallèle au cours d’eau. Il permet de reporter l’effluent à l’aval de l’agglomération. Son désavantage principal est qu’il nécessite souvent des relèvements.
1.4.3. Schéma d’équipement à collecteur transversal ou oblique : Le ou les collecteurs orientés par rapport à la pente topographique et à la direction de l’écoulement de la rivière comporte des égouts ramifiés ; ces derniers reportent par gravité le débouché du réseau plus loin à l’aval que dans le schéma précédent.
5
1.4.4. Schéma par zones étagées ou schéma par interception : Le schéma est une transposition du schéma par déplacement latéral, mais avec multiplication des collecteurs longitudinaux ; il permet de décharger le collecteur bas des apports en provenance du haut de l’agglomération.
1.4.5. Schémas sectionnels : Ils sont divisés en deux groupes :
- Schéma sectionnel à centre collecteur unique
- Schéma d’équipement radial (ou à secteurs multiples)
1.4.5.1. Schémas sectionnels à centre collecteur unique :
Le réseau converge sur un centre. A partir de ce centre, l’effluent est refoulé dans un émissaire de transport.
1.4.5.2. Schémas d’équipement radial :
Le système comporte plusieurs schémas en éventail
Les schémas sectionnels conviennent spécialement aux régions uniformément plates. Le système séparatif s’applique bien dans de tels schémas à cause de la multiplicité des rejets.
6
Chapitre 2 : Evaluation des débits des eaux usées
2.1. Généralités : Les calculs des débits d’eaux usées portent essentiellement sur l’estimation des quantités et de la qualité de rejets liquides provenant des habitations et lieux d’activité.
Les rejets unitaires à considérer dépendent des facteurs socio- économiques que l’on peut intégrer dans les catégories d’occupation des sols, en fonction de l’importance de l’agglomération et de son activité dominante, sa spécificité.
Après les différents usages, les principes d’assainissement sont l’évacuation rapide, sans stagnation des eaux usées pour éviter les fermentations putrides et les rejets qui pourraient provoquer la contamination du milieu récepteur, tout en tenant compte des contraintes économiques d’équipement.
Les eaux spécifiquement industrielles : eaux de refroidissement, de lavages des produits ou résultant de certains processus, doivent théoriquement être traitées, ou détoxiquées avant rejet dans le réseau.
Les eaux usées sont d’origine :
• Domestique :
• Industrielle
• Equipements publics
2.2. Eaux usées domestiques :
2.2.1. Qualité des Eaux domestiques : Les eaux usées contiennent, en général, les matières polluantes que nous pouvons classer comme suit :
• Des matières solides
• Des nutriments,
• Des métaux lourds et
• Des organismes pathogènes.
a- Matières solides
C’est l’ensemble des matières en suspension et des sels dissous généralement exprimés en masse après évaporation de l’eau. Ces matières sont divisées en deux parties :
Les matières en suspension qui flottent à la surface ou qui sont en suspension dans la masse d’un liquide et que l’on peut enlever par filtration.
Les matières dissoutes et colloïdales contenues dans l’eau et obtenues par différence entre les matières solides et les matières en suspension.
7
b- Nutriments
Ce sont des éléments essentiels à la croissance des plantes. Leur déversement dans un cours d’eau favorise la croissance des plantes aquatiques indésirables. Les deux nutriments les plus importants sont l’azote (N) et le phosphore (P). Les eaux usées en contiennent de façon significative.
c- Organismes pathogènes
Les organismes pathogènes proviennent d’êtres humains infectés. Ils peuvent causer des maladies telles que la diarrhée, le choléra, etc… Ils sont présents en grand nombre dans les eaux usées.
d- Métaux lourds
Les métaux lourds (Pb, Cd, Cr, etc) sont toxiques lorsqu’ils sont présents en quantités appréciables. Ils peuvent nuire à la vie aquatique dans les cours d’eau ou empêcher le fonctionnement normal des traitements biologiques. Ils proviennent généralement des rejets industriels.
2.2.2. Calcul des débits des eaux usées La production des eaux usées dépend de la consommation d’eau potable, du taux de retour à l’égout Tres ainsi que du taux de raccordement au réseau d’égout Trac. Elle est calculée comme suit :
Qm,EU = Tres x Trac x Qm,AEP
avec
Qm,AEP : consommation moyenne d’eau potable.
Le calcul des besoins de consommation d’eau potable se fait sur la base de la formule suivante :
Qm,AEP = qpb x Ppb + qAdm x Ptot + qInd x Ptot + ...
où Ppb : population branchée au réseau d’ eau potable
avec Ppb = TB x Ptot
TB taux de branchement au réseau d’eau potable
Ptot population totale de la ville.
qpb : dotation en eau de la population branchée
qAdm dotation des administrations
qInd dotation des industries
8
Débit de pointe journalière :
Le calcul de pointe lors du jour de production maximale Qmax,j est fait en se basant sur la pointe journalière relative à la consommation en eau potable. Le débit maximal journalier se calcule de la manière suivante :
Qmax,j = Cpj x Qm,EU
Le coefficient de la pointe journalière, Cpj, est le rapport du volume moyen d’eau potable des trois journées successives les plus chargées de l’année sur le volume moyen annuel.
Débit de pointe horaire :
Le débit de pointe horaire tient compte de la variation de la production en eaux usées lors d’une journée. Le débit maximal horaire de temps sec se calcule de la manière suivante :
Qmax,h = Cpj x Cph x Qm,EU 24
Le coefficient de pointe horaire Cph se définit comme le rapport du débit maximum dans l’heure la plus chargée QmaxEU sur le débit moyen journalier Qm,EU, .:
Le coefficient de pointe horaire est déterminé par la formule ci-dessous, en cas d’absence de statistiques :
2;5,1;3)/(
==≤+= bapslQ
baCphM
Le débit maximal de temps sec exprimé en l/s se calcule de la manière suivante :
Qmax,EU = Cpj x Cph x Qm,EU (m3/j)x1000 24x3600
L’expression générale de ce débit de pointe en tenant compte de la répartition spatiale des usagers de l’eau est :
Qmax,EU = Cpj x Cph x Σ(Si x dix dNG ) x Tres x Trac x x 1 (l/s) 24x 3600
où
Cpj : coefficient de pointe journalière
Cph : coefficient de pointe horaire
Si : superficie (ha) du sous-bassin correspondant à la zone homogène i
di : densité brute en hab/ha de la zone homogène i
Trac : taux de branchement à l’égout
Tres : coefficient de retour à l’égout
dNG : dotation en eau (l/j/hab.)
9
2.3. Les eaux industrielles : Les eaux industrielles sont celles en provenance des diverses usines de fabrication ou de transformation.
2.3.1. Qualité des eaux industrielles : Les eaux industrielles sont extrêmement variées selon le genre de l’industrie dont elles proviennent. Elles contiennent les substances les plus diverses, pouvant être acides ou alcalines, corrosives ou entartrantes à température élevée, souvent odorantes et colorées.
Ces eaux peuvent nécessiter un prétraitement en usine car il faut éviter d’accueillir dans le réseau général, des eaux dont le traitement se révélerait difficilement compatible avec celui des effluents urbains.
2.3.2. Quantités à évacuer : Les quantités d’eaux évacuées par les industries dépendent de plusieurs facteurs :
- Nature de l’industrie
- Procédure de fabrication utilisée
- Taux de recyclage effectivement réalisé
Il ne peut donc être indiqué que des fourchettes de quantités évacuées, une étude étant à entreprendre dans chaque cas particulier.
Une étude de consommation d’eau a permis de dégager trois types de zones :
- Zones d’entrepôts. ou de haute technicité : 10 à 12 m3 / j /ha lot
- Zones d’emplois, petites industries et ateliers : 20 à 25 m3 /j /ha lot
- Zones d’industries moyennes : 50 à 150 m3 /j / ha lot
En ce qui concerne le rapport du débit de pointe horaire au débit moyen horaire calculé sur le nombre d’heures de travail, celui-ci, se situe généralement, entre les valeurs 2 et 3.
10
Application2.1 : Calcul des débits d’eaux usées de Béni Mellal : La population de la ville de Béni Mellal, d’après le recensement de l’année 1994 est de l’ordre de 140212 habitants.
On demande de calculer pour les horizons 2005, 2010, 2015, 2020 et 2025 :
1. Les besoins en eau moyens en m3/j
2. Les débits moyens d’eaux usées en temps sec et les débits maximums en temps sec en m3/j
Les hypothèses retenues pour ces calculs sont récapitulées sur le tableau suivant :
DESIGNATION 2005 2010 2015 2020 2025 POPULATION
TAUX D'ACCROISST (%) 2.53% 2.25% 1.93% 1.60% 1.60% TAUX DE BRANCHTAU RESEAU AEP (%) 90% 92% 94% 96% 98%
DOTATIONS EN EAU POTABLE (l/j/hab.) POPULATION BRANCHEE 70 75 80 80 80
ADMINISTRATIVE 10 12 15 15 15 INDUSTRIELLE 10 10 10 10 10
RESEAU EAUX USEES Taux de branchement à l'égout TBE (domestique) 74% 75% 80.0% 85% 90.0%
Taux de branchement à l'égout TBE (Admnistratif + Industriel) 100% 100% 100% 100% 100%
Rapport EU parasites par rapport au Qmj (%) 20% 20% 20% 20% 20%Coef de pointe Journalière 1.30 1.30 1.30 1.30 1.30
Coef de pointe horaire mesuré 1.8 1.8 1.8 1.8 1.8
Le taux d’accroissement de la population entre 1994-2000 et entre 2000-2005 : - 1994-2000 : 2,75 % - 2000-2005 : 2,53 %
Le taux de restitution à l’égout : 80 %
Application 2.2 : Calcul des débits d’eaux usées en tenant compte de la répartition spatiale des usagers: Déterminer le débit de dimensionnement de chaque tronçon du collecteur B (voir tableau ci-dessous) en tenant compte de la répartition spatiale des usagers.
Les caractéristiques des bassins sont données dans le tableau ci-dessous : Nom du Tronçon du N° Type Surface Taux DENSITE
Collecteur collecteur BV Habitat [Ha] rempl(%) (hab/ha)
B
0-1 B1 IO 3.85 23% 250 RF 1.96 8% 40
1-2 B2 IO 5.9 23% 250 RF 6.75 8% 40
2-3 B3 RF 7.54 8% 40 RN 11.04
3-5 B4 Souk 3.46
11
Les hypothèses de calcul sont les suivantes :
La dotation en eau domestique
65 l/j/hab
La dotation en eau du souk
7000 l/j/ha
Pointe horaire : 2.00 Pointe journalière : 1.30 Taux de branchement: 80% CR dom 0.80 CR ind 0.80 Pourcentage des Eaux parasites par rapport au débit moyen: 30%
12
Chapitre 3: Détermination des débits d’eaux pluviales
3.1. Introduction sur la détermination des débits d’eaux pluviales On distingue deux principales méthodes de calcul des débits pluviaux :
• La méthode la plus ancienne et la plus utilisée en dehors du Maroc et de la France (essentiellement dans les pays anglophones) est la méthode dite « rationnelle » dont la formule de base est très simple, mais elle devient beaucoup plus complexe à utiliser manuellement si on intègre tous les correctifs et si on procède à une décomposition analytique fine.
• La plus utilisée en France et au Maroc et nommée « méthode superficielle de Caquot ». Elle permet de calculer en un certain nombre de points du système l’écoulement des débits maxima pour un orage donné.
La méthode n’indique pas les temps auxquels ces débits seront atteints.
3.2. Paramètres utilisés Un certain nombre de paramètres interviennent dans l’établissement des formules précitées parmi lesquels on distingue :
• L’intensité et la durée de l’averse
• La durée de stockage sur le sol et dans les canalisations au moment de l’averse
• Le temps de concentration du basin versant
3.2.1. Intensité L’intensité moyenne I se définit par le rapport de la hauteur d’eau tombée ∆h pendant une durée donnée ∆t, soit :
I = ∆h/ ∆t
L’intensité de précipitation I (en mm/mn ou en mm/h) est déterminée à partir des courbes intensité - durée – fréquence (IDF) pour une durée égale au temps de concentration.
L’intensité s’exprime en fonction des paramètres a et b par la formule de Montana :
I (mm/mn)=a.tb; t en mn obtenus à partir des courbes IDF
3.2.2. Temps de concentration : Le temps de concentration ou plus long parcours de l’eau se compose de :
• Du temps t1 mis par l’eau pour s’écouler dans les canalisations.
)'()(
1 eauldeVitesseVLongueurLt =
13
• Du temps t2 mis par l’eau pour atteindre le premier ouvrage d’engouffrement ou bouche d’égout. D’après Caquot :
114
2−= pIt
Ip : pente moyenne de cheminement hydraulique sur la surface du sol (m/m).
• Du temps t3 du ruissellement dans un bassin qui ne comporte pas de canalisation :
pILt
113 =
Le temps de concentration peut donc avoir trois aspects:
• Le bassin ne comporte pas de canalisation ; tc =t3
• Le bassin comporte un parcours superficiel puis une canalisation ; tc = t3+t1
• Le bassin est urbanisé et comporte une canalisation principale et des branchements tertiaires ; t2 + t1
De nombreuses formules empiriques permettent de calculer le temps de concentration, parmi lesquelles :
- Formule du service routier de l’état de Californie : 77,0
98,3⎟⎟
⎠
⎞
⎜⎜
⎝
⎛=
pc I
Lt
qui a été adaptée pour les zones non allongées et conduit à :
43
3 ..4⎟⎟
⎠
⎞
⎜⎜
⎝
⎛=
pc I
LSt
tc : temps de concentration (en heures)
S : Surface du bassin versant en Km2.
L : Longueur du plus long parcours de l’eau en km
Ip : pente (m/m)
Ces formules sont applicables pour des pentes > 0,003
- Méthode simplifiée de calcul de tc pour une zone urbanisée :
On admet un temps de circulation superficielle égale à 5 mn et une vitesse en égout égale à 1m/s.
VLmntttc +=+= 521
60)(5)( mLmnmntc +=
14
3.2.3. Coefficient de ruissellement : Le coefficient de ruissellement se définit comme le rapport du volume d’eau qui ruisselle au volume d’eau tombée sur le bassin considéré.
tombéeeaudVolumeruissellequieaudVolumeC
''
=
Ce coefficient tient compte des pertes de ruissellement qui se composent de :
- L’évaporation qui varie selon le climat et la saison
- L’infiltration, qui varie avec la nature du sol
- Du stockage dépressionnaire, qui tient compte de l’eau retenue dans les petites cavités du sol ou qui remplit les filets, rigoles, caniveaux et fossés.
Le coefficient de ruissellement peut varier avec la durée de l’averse : la saturation des sols réduit la capacité d’infiltration des terrains non urbanisés. On devrait admettre un coefficient C qui varie avec le temps et dépend de l’intensité i(t).
Ce coefficient de ruissellement peut être obtenu de manière simplifiée à l’aide de la formule suivante :
)1(17.31
.78,0.53,4
.98,0 Pt
tPt
tC −+
++
=
t : temps écoulé à partir du commencement de la précipitation.
P : Pourcentage des surfaces imperméables
Des formules utilisées par les anglophones pour le calcul de C sont :
- Surfaces imperméables :
31
.175,0 tC =
Ou
ttC+
=8
- Surfaces perméables :
ttC+
=20
.3,0
t : temps de l’averse en mn.
Dans le cas où on une série de bassins de superficie Ai et de coefficient de ruissellement Ci, le coefficient de ruissellement équivalent est :
∑∑=
i
ii
AAC
C
15
Exemple 1 :
C1 = 0,20 ; A1 = 2ha
C2= 0,3 ; A2= 1,5ha
C3= 0,05; A3= 1,8ha
C4 = 0,10; A4 = 2,5ha
Trouver Ceq
Solution 1 :
- Au point 1
C = C1 = 0,20
- Au point 2
24,0.
21
2211 =++
=AA
ACACC
- Au point 3
18,0.
321
332211 =++++
=AAA
ACACACC
- Au point 4
15,0.
4321
44332211 =++++++
=AAAA
ACACACACC
16
Les valeurs de C qui sont couramment utilisées sont :
Zone C
Habitat continu à RDC 0.50
Immeuble 0.60
Villas 0.30
Industrielle 0.40
Voirie 0.80
Ecoles 0.50
Administrative 0.50
Commerce 0.60
Souk 0.25
Sport 0.15
Jardin 0.05
17
3.3. Méthode rationnelle La méthode rationnelle consiste à estimer les débits à partir d’un découpage du bassin versant en secteurs A1, A2, ….., Aj,…..An limités par des lignes isochrones telles que l’eau tombant sur le secteur A1 (respectivement A2, …..Aj, ……, An) arrive à l’exutoire au bout d’un temps ∆t (respectivement 2∆t, ….., n∆t). Le pas de temps ∆t qui sépare deux isochrones consécutives dépend de la précision voulue (isochrones : lignes situées à la même distance hydraulique c’est à dire au même temps de parcours jusqu’à l’exutoire).
Supposons que l’averse dure 1 mn, que son intensité soit I et que dans chaque zone de superficie Aj délimitée par deux isochrones voisines, le coefficient de ruissellement Cj reste constant.
Le débit q1 au bout d’1 mn est C1.I.A1
Le débit q2 au bout de 1 à 2 mn est C2.I.A2
Le débit qn de n-1 à n mn est Cn.I.An
Si l’averse dure 2 mn avec la même intensité I, on ajoute à l’hydrogramme élémentaire un hydrogramme identique décalé de 1mn.
Le débit maximum limite Ql pour l’averse uniforme d’intensité I sera obtenu lorsque la durée de ladite averse sera égale ou supérieure au temps de concentration tc du bassin : tc = n mn.
Au delà de l’instant tc, le débit à l’exutoire restera constant jusqu’à la fin de la pluie et égal à la somme des débits. Ql = q1 + q2 + q3 …. + qn
j
n
jj AICQ ..
1∑=
=
Pour un bassin de superficie A et de coefficient de ruissellement C et recevant une pluie d’intensité I, le débit Q est :
AICQ ..=
L’intensité de précipitation I (en mm/h) est déterminée à partir des courbes intensité - durée - fréquence pour une durée égale au temps de concentration.
I = H / tc
avec
18
H: hauteur totale maximum de précipitation relevée pendant une durée égale au temps de concentration.
tc : temps de concentration.
Le temps de concentration peut être calculé par la formule de Ventura :
IAmtc .=
où
I : pente moyenne du Thalweg principal (m/m)
m : coefficient qui varie suivant les caractéristiques physiques du bassin, on prend m = 0,1272
Cette méthode soulève des critiques dont les principales sont les suivantes :
• La décomposition du bassin en aires isochrones ne peut se faire de façon précise.
• On suppose Cj constant, ce qui est peu vraisemblable
• On ne tient pas compte du stockage de ruissellement sur le bassin, qui a pour effet d’étendre la durée de base de l’hydrogramme élémentaire et corrélativement, de réduire le débit de pointe : tout se passe dans l’application de la méthode, comme si l’apport de ruissellement provenant d’un point donné s’écoulait à l’exutoire en un temps égal à la durée de l’averse qui le produit, ce qui n’est pas exact.
Par ailleurs, pour tenir compte de la distribution de la pluie dans l’espace, il y a lieu de lui appliquer un coefficient de répartition K de la pluie qui diminue lorsque l’on s’éloigne de l’épicentre.
Le coefficient correctif K est donné d’après la loi de Fruhling par :
• Pour des bassins longs (rectangle étroit, Largeur ≤ 0,5 longueur, largeur =A/L) dK 006,01−=
• Pour des bassins ramassés (Largeur > 0,5 longueur )
dK .2005,01−=
• La forme générale qui est indépendante de la forme est :
dK .20046,01−=
d : distance entre le point considéré et le centre du bassin.
19
Exemple 2 :
Soit un bassin versant de superficie 10 ha, de coefficient de ruissellement égal à 0.35 et de longueur 60 m.
Quel est le débit de ruissellement sachant que l’intensité de la pluie est donnée par :
30)(5230)/(
+=
mnthmmi
La pente Ip = 0,05 et K =1
pc I
Ltt113 ==
Solution 2 :
mnmnI
Lttp
c 2439,2405,011
60113 ≈====
Qmax quand t = tc 85,963024
5230)/( =+
=hmmi
smxxxAICQ /94,0103600
1085,9635,0.. 353
===−
Exemple 3 :
Le débit de l’exemple1 est transité par une conduite de longueur 200m. Quel est le débit à la fin de la conduite ?
VL
ILttt
pc +=+=
1113 ; V=1m/s
20
Solution3 :
mnmnmnmV
LI
Ltttp
c 2872,2733,339,24)/(60
20005,011
601113 ≈=+=+=+=+=
Qmax quand t = tc 17,903028
5230)/( =+
=hmmi
smxxxAICQ /88,0103600
1017,9035,0.. 353
===−
Exemple 4 : Bassin urbanisé (k =1) :
Au point 1 : 114
2
−== pIttc ; Ip = 0,01
Aux points 2, 3, 4 : VLItttc p +=+=
−114
12 ; V=1m/s
Solution 4 :
• Au point 1 :
114
2
−== pIttc avec Ip = 0,01
C =C1 = 0,30
A = A1 =2ha = 2.10-4 m2
mnttc 34,501,0 114
2 ===−
99,1473034,5
5230)/( =+
=hmmi
smxxxAICQ /246,010.23600
1099,14730,0..)1( 343
===−
21
• Au point 2 :
mnV
LItttc p 767,134,560
10034,5)21(114
12 =+=+=−
+=+=−
35,141307
5230)/( =+
=hmmi
27,032
325,0230,0..
21
2211 =++
=++
=xx
AAACACC
A =A1 + A2 = 2 + 3 = 5ha
smxxxAICQ /53,010.53600
1035,14127,0..)2( 343
===−
• Au point 3 :
mnV
LItttc p 51,917,434,56025034,5)31(11
4
12 =+=+=−
+=+=−
38,1323051,9
5230)/( =+
=hmmi
24,05,132
5,115,0325,0230,0...
321
332211 =++
++=
++++
=xxx
AAAACACAC
C
A =A1 + A2 +A3 = 2 + 3 + 1,5 = 6,5ha
smxxxAICQ /57,010.5,63600
1038,13224,0..)3( 343
===−
• Au point 4 :
mnV
LItttc p 84,125,734,56045034,5)41(11
4
12 =+=+=−
+=+=−
08,1223084,12
5230)/( =+
=hmmi
20,08,15,132
8,105,05,115,0325,0230,0....
4321
44332211 =+++
+++=
++++++
=xxxx
AAAAACACACACC
A =A1 + A2 +A3+A4 = 2 + 3 + 1,5 + 1,8 = 8,3 ha
smxxxAICQ /56,010.3,83600
1008,12220,0..)4( 343
===−
22
Tableau récapitulatif des résultats
Point N° A (ha) C tc (mn) I (mm/h) Q (m3/s)
1 2 0,30 5, 34 147,99 0,264
2 5 0,27 7 141,35 0,53
3 6 ,5 0,24 9,51 132,38 0,57
4 8,3 0,20 12,84 122,08 0,56
23
3.4. Formule générale du modèle de Caquot (ajusté par DESBORDES)
La formule générale de Caquot s’énonce comme suit :
Q(T) = K(T) . I U(T) . C V(T) . AW(T) . m(T)
avec
Q : débit en m3/s
T : période de retour (années)
I : pente moyenne du bassin versant (m/m)
C : coefficient de ruissellement du BV
A : superficie du BV en hectares
m : coefficient correcteur d’allongement du BV
1/(1-b(T).f) a(T) . µb(T)
K (T) = 6 (β+δ)
b(T) . c U (T) =
1-b(T).f
1 V (T) =
1-b(T).f
[b (T). d] + [1-ε]
W (T) = 1-b(T).f
[ 0,84b (T) ] / [ 1-b (T) . f ]
L m (T) =
2 √ A
Avec : L : longueur du BV (hm)
Les valeurs des paramètres µ , c, d, f, ε , β + δ sont données par l’instruction Française (1977) : µ = 0,5 ; c = -0,41 ; d = 0,507 ; f = -0,287 ; ε = 0,05 ; β + δ = 1,1
24
a. Evaluation de la pente : Pour un bassin urbanisé dont le plus long cheminement hydraulique “ L ” est constitué de tronçons successifs “ LK ” de pentes IK, l’expression de la pente moyenne qui intègre le temps d’écoulement le long du cheminement hydraulique le plus éloigné de l’exutoire (ou temps de concentration) est la suivante :
2
/ ⎥⎥⎦
⎤
⎢⎢⎣
⎡=∑ kk IL
LI
b. Evaluation du coefficient de ruissellement : Le coefficient de ruissellement “ C ” est pris égal aux taux d’imperméabilisation. Si “ A ” est la surface totale du bassin versant, “ A’ ” la superficie revêtue :
C = A’ / A
Avec C ≥ 0,2 car, en zone urbanisée, la surface de la voirie et des aires de service représente à elle seule environ 20% de la superficie de cette zone. c. Allongement d’un bassin et coefficient correcteur : L’allongement “ M ” est défini comme étant le rapport du plus long cheminement hydraulique “ L ” à la racine carrée de la superficie du bassin considéré. Son expression est la suivante:
M = 8,0≥A
L
Lorsqu’il paraîtra utile de rechercher une grande approximation dans l’évaluation des débits, par exemple en vue de déterminer les caractéristiques d’un ouvrage important ou lorsqu’on aura affaire à un bassin de forme très ramassée ou au contraire de forme très allongée, on pourra après avoir déterminé l’allongement “ M ” correspondant, corriger le débit calculé en le multipliant par un coefficient d’influence “ m ” traduisant quantitativement le fait que pour une même surface “ A ”, le débit varie à l’inverse de l’allongement “ M” dudit bassin.
d. Paramètres équivalents d’un groupement de bassins : La formule superficielle développée ci-avant est valable pour un bassin de caractéristiques physiques homogènes. L’application du modèle à un groupement de sous-bassins hétérogènes de paramètres individuels Aj, Cj, Lj (longueur du drain principal), Qpj (débit de pointe du bassin considéré seul), nécessite l’emploi de formules d’équivalence pour les paramètres « A, C, I et M » du groupement.
Ces formules, qui différent selon que les bassins constituant le groupement soit en “ série ” ou en “ parallèle ” sont exprimées ci-après :
25
Paramètres équivalents d’un groupement de bassins
Paramètres équivalents Aeq Ceq Ieq Meq
Bassin en série ∑ Aj ∑∑
j
jj
AAC .
2
⎥⎥⎥⎥⎥
⎦
⎤
⎢⎢⎢⎢⎢
⎣
⎡
∑∑
j
j
j
ILL
∑∑
j
j
A
L
Bassin en parallèle ∑ Aj ∑∑
j
jj
AAC .
∑∑
pj
pjj
QQI .
( )∑ j
pj
A
QL max.
Si l’évaluation des paramètres d’équivalence d’un groupement du bassin ne pose pas de problème dans le principe, il n’en va pas de même pour le calcul de l’allongement de bassins en “parallèle ”. En respectant la hiérarchie des débits maximum pour un groupement de bassins en “parallèle” sur un exutoire commun (bassins de surface A1, A2, ....) on calculera l’allongement équivalent dudit groupement en prenant pour longueur équivalente du plus long parcours celle du bassin ayant le plus fort débit de pointe individuel L (Qpj max).
e. Validité des formules : Les formules d’expression du débit du modèle de Caquot, quelle que soit la période de retour choisie, sont valables dans les conditions suivantes :
• en ce qui concerne la surface du bassin ou du groupement de bassins, la limite supérieure “ Aj ” est fixée impérativement à 200 hectares;
• en ce qui concerne la pente, la valeur “ I ” doit rester comprise entre 0,2% et 5%. Dans le cas de groupement des bassins, le rapport entre les pentes extrêmes déterminées pour chaque bassin doit rester inférieur à 20;
• en ce qui concerne le coefficient de ruissellement, la valeur de “ C ” doit rester comprise entre 0,2 et 1.
• L’allongement du bassin 8,0≥A
L
f. Récurrence adoptée : On appelle période de retour ou intervalle de récurrence d’une averse, l’inverse de sa fréquence.
T = 1/F = N/n
F : fréquence de l’averse
N : nombre d’années de la période pendant laquelle on a enregistré n fois une averse de durée t et d’intensité I.
Les périodes de retour qui sont couramment retenues sont :
- Collecteurs principaux et secondaires : 10 ans
- Collecteurs tertiaires : 5 ans
26
La méthode de Caquot utilise les coefficients a et b de la formule de Montana (i (mm/mn)=a.tb; t en mn) obtenus à partir des courbes IDF . Ils sont injectés dans la formule générale de Caquot pour obtenir la forme du modèle applicable.
Exemple bassins en série :
- Au point 1 :
Aeq = A1 , Ceq = C1 , Ieq = I1 , Eeq = E1
- Au point 2 :
Aeq = A1 + A2 ; 21
2211 ..AA
ACACCeq ++
= ;
2
2
2
1
1
21
⎟⎟⎟⎟⎟
⎠
⎞
⎜⎜⎜⎜⎜
⎝
⎛
+
+=
IL
IL
LLIeq ; 21
21
AALLEeq +
+=
Exemple bassins en parallèle :
Aeq = A1 + A2 ; 21
2211 ..AA
ACACCeq ++
= ; 21
2211 ..QQ
QIQIIeq ++
= ; ( )
21
max
AAQL
E jeq +=
27
Application 3.1 : Détermination de la formule de Caquot
Déterminer la formule de Caquot pour le débit décennal pour les régions suivantes :
Coefficients de Montana pour T=10 ans
Région Parisienne Alger Béni Mellal
a 5,9 4 6,53
b -0,59 -0,5 -0,62 Application 3.2 : Calcul des eaux pluviales par la méthode de Caquot pour des bassins en série
Soit les bassins dont les caractéristiques sont illustrées dans le tableau suivant :
Bassin B1 Bassin B2 Bassin B3
Superficie A1= 15ha A2=28ha A3=20ha
Longueur L1=500m L2=830m L3=740m
Coefficient de ruissellement C1=0.40 C2=0.60 C3=0.80
Pente I1= 0.03 I2=0.05 I3=0.06
Déterminer les débits d’eau pluviale Qi aux points 1, 2, 3 en utilisant la formule de la région Parisienne déterminée dans l’application 1 Application 3.3 : Calcul des eaux pluviales par la méthode de Caquot :
Soit les bassins versants suivants :
28
Les caractéristiques des bassins sont données dans le tableau suivant :
Bassin B1 Bassin B2 Bassin B3
Superficie A1= 10ha A2=6ha A3=15ha
Longueur L1=500m L2=330m L3=400m
Coefficient de ruissellement C1=0.50 C2=0.70 C3=0.40
Pente I1= 0.04 I2=0.03 I3=0.02
Déterminer les débits aux points 1 et 2 en utilisant la formule de la région Parisienne déterminée dans l’application 1. Application 3.4 : Calcul d’eau pluviale par la méthode de Caquot
Déterminer le débit de dimensionnement de chaque tronçon des collecteurs P1 et S1.1 Les caractéristiques des bassins sont données dans le tableau ci-dessous. a(T)=2,65 ; b(T) =-0,584 ; K(T)=0,5434 ; U(T)=0,2877 ; V(T)=1,2014 ; W(T)=0,7856 ; Z(T)=-0,5893
Secteur Tronçon BV Côte amont(m)
Côte aval(m) A (ha)
L (m)
C
P1
0-1 B1 1620 1614 7.042 425 0.431 --2 B2 1614 1604 5.79 287 0.432--3 B3 1604 1598 4.88 235 0.43
3--4 B4 1598 1591 6.58 388 0.69
4 --5 B5 1591 1584.2 7.75 467.5 0.69
S1-1 0-1 B6 1618 1599 7.05 467 0.41
1 --2 B7 1599 1590.55 7.44 330 0.412--5P1 B8 1590.55 1584.2 3.52 243 0.41
P1 5--6 B9 1584.2 1576.2 10.56 587.5 0.57
29
Chapitre 4 : Dimensionnement des conduites d’assainissement
4.1. Bases de calcul Connaissant le débit à évacuer, la formule de l’écoulement libre est :
)()./()/( 23 mSsmVsmQ =
S : Section de l’ouvrage
V : Vitesse de l’écoulement
Pour le calcul de la vitesse V, l’instruction technique française a retenu la formule de Chezy :
IRCV H ..=
C : Coefficient de Chezy
RH : Rayon Hydraulique
I : Pente de l’ouvrage (m/m)
Le coefficient de Chezy C est d’après Bazin :
HR
C γ+
=1
87
γ : Coefficient de rugosité des parois
4.2. Calcul des réseaux unitaires Les ouvrages sont calculés pour pouvoir transiter les débits pluviaux en fonction de la région d’implantation des ouvrages et la période de retour d’insuffisance retenue ; il ne sera pas tenu compte des débits d’eaux usée qui sont négligeables par rapport aux débits d’eaux pluviales.
4.2.1. Calcul des sections : Le diamètre minimal des canalisations est fixé à 300mm. En égard aux dépôts qui peuvent se former, le coefficient γ de la formule de Bazin est pris égal à 0,46 d’où :
41
.60 HRC =
21
43
..60 IRV H=
21
43
...60 IRSQ H= Au delà de 0,60 m de diamètre, l’utilisation des tuyaux ovoïdes est parfois jugée préférable car leur section inférieure permet un meilleur écoulement du flot de temps sec..
30
La variation du débit transité est fonction de la hauteur de charge dans les ouvrages d’assainissement. Pour le cas d’une conduite circulaire ou ovoïde, on a : Pour un remplissage de l’ouvrage à 90% , on a Qh/QH = 1,06 d’où :Qh = 1,06 QH Soit Qh le débit (calculé) des eaux à faire évacuer par l’ouvrage. On doit dimensionner par QH =Qh/1,06. On peut utiliser les abaques ou faire un calcul direct.
4. 2DS π
=
DP .π=
4D
PSRH ==
21
411
21
43
..661,16...60 IDIRSQ H == d’où
( ) 112
114
114
.661,16 I
QD H=
4.2.2. Conditions d’écoulement : Un réseau d’assainissement du type unitaire doit, dans la mesure du possible, être autocureur c’est à dire qu’il doit être conçu de telle manière que :
• Les sables soient automatiquement entraînés pour des débits pluviaux atteints assez fréquemment.
• Les vases fermentescibles soient également entraînées pour le débit des EU Ces conditions sont à peu près satisfaites dans les ouvrages calculés pour l’évacuation du ruissellement de fréquence décennale en y réalisant des vitesses de 0,60 m/s pour 1/10 du débit à plein section et de 0,30 m/s pour 1/100 de ce même débit. Ces vitesses sont toutes deux obtenues avec des vitesses à pleine section de l’ordre de 1 m/s sur les canalisations circulaires et de 0,90 m/s sur les tuyaux ovoïdes. Si les conditions d’autocurage ne sont pas réalisées, il faut prévoir soit la mise en place de chasses automatiques soit l’utilisation périodique d’engins de curage.
4.2.3. Conditions d’implantation et de fonctionnement des réseaux : L’implantation des réseaux est étudiée en donnant aux canalisations amont des pentes permettant l’autocurage. La pente minimale souhaitable est de 5 pour mille.
31
La profondeur des ouvrages doit permettre le raccordement des immeubles riverains au moyen de branchements, dans la mesure du possible, un peu au dessus du plan d’eau de temps sec. Dans le souci de prévenir la dégradation des joints des ouvrages non visitables ou d’assurer la sécurité du personnel des ouvrages visitables, la vitesse de l’eau ne devra pas dépasser 4m/s à 5 m/s. Si la pente du terrain est trop forte, il y aura lieu de ménager des accrochements dans le profil en long des ouvrages par l’introduction de cheminées déversantes.
4.3. Calcul des réseaux séparatifs
4.3.1. Ouvrages pluviaux: Ces ouvrages sont, d’une manière générale, calculés comme les ouvrages unitaires et ce pour un débit correspondant à l’averse dont la fréquence a été adoptée. Les conditions de l’autocurage seront moins impérieuses que sur les réseaux unitaires du point de vue hygiène ; les pentes limites pourront, de ce fait, être un peu plus faibles. Les canalisations doivent être groupées par réseaux partiels, orientés selon les plus grandes pentes et se dirigeant, au plus près, vers le milieu récepteur. La profondeur des ouvrages peut être réduite, du fait qu’ils n’ont à évacuer que les eaux superficielles mais ce, tout en respectant la question relative à leur résistance mécanique.
4.3.2. Canalisations d’eaux usées Il faut évaluer les débits de pointe pour le calcul des sections des canalisations et aussi les débits minimaux pour la vérification des conditions d’autocurage. 4.3.2.1. Sections : Le diamètre minimal des canalisations est fixé à 200 mm En égard à la pellicule grasse qui se dépose à l’intérieur des ouvrages, le coefficient γ de la formule de Bazin est pris égal à 0,25 d’où :
61
.70 HRC =
21
32
..70 IRV H=
21
32
...70 IRSQ H=
Des abaques sont établis pour des conduites pleines.
32
4.3.2.2. Conditions d’écoulement : Les conditions d’autocurage sont les suivantes :
• A pleine ou à demi-section, la vitesse d’écoulement doit être supérieure à 0,70 m/s, cette limite pouvant, à l’extrême rigueur être abaissée à 0,50 m/s.
• Le remplissage de la conduite doit être assuré au 2/10 du diamètre pour le débit moyen, la vitesse d’écoulement étant alors au minimum de 0,30m/s.
Les conditions d’autocurage sont souvent délicates à réaliser dans les parties amont des réseaux où les débits sont faibles ; on est alors conduit à rechercher des pentes de 4 à 5 pour mille afin d’améliorer le régime des vitesses, tout en ne perdant pas de vue la nécessité du remplissage au 2/10 du diamètre.
A l’aval, il pourra être admis des pentes de 3 pour mille, le minimum 2 pour mille étant même admis moyennant une pose particulièrement soignée des canalisations. 4.3.2.3. Conditions d’implantation des réseaux :
Ces réseaux doivent être établis de manière à satisfaire aux conditions d’autocurage et ce en évitant au maximum les stations de relèvement ; dans le cas contraire, et à défaut de curages réguliers des canalisation, il faudra avoir recours aux chasses automatiques. S’il faut tenir compte des débits d’avenir, il faudra cependant, être prudent en la matière car le surdimensionnement des canalisations crée des sujétions pour l’autocurage. Le raccordement des immeubles riverains doit s’effectuer comme pour les réseaux unitaires.
Application 4.1 : Calcul des conduites à remplissage plein et partiel 1- Calculer le débit et la vitesse d’écoulement à section pleine dans un tuyau des eaux usées de section circulaire en amiante ciment d’un diamètre de 300mm et ayant une pente de 2%.
2- Calculer la hauteur de remplissage et la vitesse d’écoulement dans la même conduite lorsque le débit est de 33l/s.
3- Soit un collecteur des eaux usées en système séparatif dont les caractéristiques sont les suivantes :
Longueur : 175 m Débit de dimensionnement : 28,2 l/s Pente : 0.5%
Dimensionner le collecteur et vérifier les conditions d’autocurage
4- Soit un collecteur des eaux usées en système unitaire dont les caractéristiques sont les suivantes :
Longueur : 65 m Débit de dimensionnement : 80 l/s Pente : 0.8%
Dimensionner le collecteur et vérifier les conditions d’autocurage
33
Application 4.2 : Dimensionnement d’un réseau d’eaux usées: Dimensionner les tronçons du collecteur B.
Les débits des eaux usées au niveau de chaque tronçon sont déterminés dans l’application 2.2.
Les caractéristiques des tronçons sont données dans le tableau ci-dessous :
Intercepteur Tronçon
Cote rad (NGM) Long
Collecteur Amont Aval m
B
0--1 1605.00 1593.00 250 1--2 1593.00 1584.78 370 2--3 1584.78 1575.11 435 3--5 1575.11 1565.00 455
34
Application 4.3 : Dimensionnement du réseau d’eaux pluviales:
Dimensionner les tronçons du collecteur P1.
Les débits des eaux pluviales au niveau de chaque tronçon sont déterminés dans l’application 3.4.
Les caractéristiques des tronçons sont données dans le tableau ci-dessous :
COLLECTEUR TRONCON COTE Rad (NGM) Long amont aval m
P1
0-1 1619 1613.00 150 1--P3 1613.00 1604.00 140 P3—2 1604.00 1603.00 148 2--P6 1603.00 1599.00 85 P6 –3 1599.00 1596.49 150 3—4 1596.49 1590.00 388 4 –5 1590.00 1583.20 468 5--P17 1583.20 1580.00 128 P17--P19 1580.00 1578.00 145 P19—6 1578.00 1575.20 315 6—7 1575.20 1569.00 303
S1-1
0-1 1605.00 1598.00 243 1 –2 1598.00 1589.47 330 2--5P1 1589.47 1583.20 243
35
Chapitre 5 : Dimensionnement des ouvrages d’assainissement
5.1. Déversoirs d’orage: Les déversoirs d’orages permettent de diminuer la charge des stations d’épuration, mais de l’autre côté, ils déversent une grande quantité de matières polluantes provenant des eaux usées dans le milieu naturel par temps de pluie. Le calcul des déversoirs d’orage a trait :
• A la galerie proprement dite • Au seuil de déversement dont la cote conditionne le fonctionnement de l’ouvrage.
La galerie doit être calculée pour pouvoir transiter la totalité des débits amont. Aucune règle générale ne peut être fournie quant à la fréquence de fonctionnement des déversoirs, celle –ci étant essentiellement fonction des conditions locales.
5.1.1. Calcul d’un déversoir d’orage La procédure de dimensionnement des déversoirs d’orage est :
- Evaluation du débit maximum conservé à l’aval vers la station d’épuration, selon une dilution admissible à la station. Ce débit est de l’ordre de 3 à 6 fois le débit de temps sec.
- Détermination de la valeur du seuil de fonctionnement ainsi que la valeur de remplissage de la conduite d’amenée, cette dernière valeur déterminant le niveau de trop plein.
- Pour les débits de l’événement orageux considéré, on calcule ensuite la longueur du déversoir par application des formules du seuil (fonction du type de l’ouvrage).
La formule utilisée est celle de Poléni :
hghbQd ..2....32 µ=
36
Qd : débit du flot déversé en m3/s µ : coefficient de débit b : longueur de la crête déversante (m) h : hauteur de charge(m) g : accélération de la pesanteur (9,81 m/s2 ) Exemple : On peut déterminer le débit du collecteur principal s’amenant vers la station d’épuration lorsque la dilution 5 (1 partie d’eau usée pour 4 parties d’eau pluviale) est atteinte par rapport au débit de temps sec. Diamètre du collecteur principal avant le déversoir d’orage : D 600 mm. Pente 1.6% Débit par temps de pluie : 800 l/s Débit par temps sec : 60 l/s On demande de :
a) Calculer la longueur du déversoir b) Calculer le diamètre du tuyau d’étranglement (eau usée) après le déversoir sur une
longueur de 40m.
On utilise l’équation de Manning Strickler 21
32
... IRAKQ HSt= avec K = 90. Calcul de la longueur du seuil du déversoir (Formule de Poléni)
23
..2...32
dd hgbQ µ= avec µ = 0.6
Solution :
a) Le débit du collecteur s’amenant vers la station d’épuration avec une dilution 5 Q1 = (60 x 4) + 60 = 300 l/s
Le débit rejeté directement dans le cours d’eau : Q2 = 800 – 300 = 500 l/s *Calcul du niveau d’eau p1 dans la conduite d’arrivée D : 600 mm I : 1.6% K = 90 Le débit à pleine section
( ) slsmIRAKQ HSt /900/908,0016,0.46,0.
46,0..90... 3
21322
21
32
≅=⎟⎠⎞
⎜⎝⎛==
π
37
La hauteur partielle par temps de pluie :
89,0900800
===V
T
QQRq
Ce qui est équivalent ( en utilisant l’abaque donné en annexe) à un rapport de remplissage de h/H=0,77 Donc p1= (h/H) x 600 =0,77 x 600 = 462mm * La hauteur partielle p2 lorsque le débit = 5x débit par temps sec = 300 l/s
33,0900300
==V
T
Ce qui est équivalent ( en utilisant l’abaque) à un rapport de remplissage de h/H=0,38 Donc p2=( h/H) x 600 =0,38 x 600 = 228mm La hauteur du seuil du déversoir est de 228 mm. Coupe :
38
Calcul de la longueur du seuil du déversoir (Formule de Poléni)
23
..2...32
dd hgbQ µ=
23
..2...
23
d
d
hg
Qbµ
=
Avec µ = 0.6
mb 05,7
2228.0462,0.62,19.6,0
5.0.23
23 =
⎟⎠⎞
⎜⎝⎛ −
=
On a choisi un déversoir à 2 espacements de 5,5 m (au total 11m). b) Calcul du tuyau d’étranglement (EU) Il doit être construit de telle façon que le débit ne dépasse pas 300 l/s
Q =300 l/s Kst = 90 I= 1,6% Choisissons D 400
( ) ( ) slsmIRAKQ HSt /300/308,0016,0.44,0.
44,0..90... 3
2122
21
32
≅=⎟⎠⎞
⎜⎝⎛==
π , le diamètre choisi est
bon
39
5.2. Bassins de retenue: Les bassins de retenue sont utilisés dans le cas où on cherche à réduire les dimensions des collecteurs projetés à l’aval en étalant les débits de pointe sur un temps imposé par les conditions d’écoulement à l’aval.
On peut utiliser les dépressions naturelles comme des bassins de rétention, si on les relit au réseau d’assainissement pour l’évacuation des débits de ruissellement stockés pendant un certain temps dans la dépression.
Ces bassins sont constitués par un corps de bassin et un ouvrage aval constitué par un seuil d’évacuation qui peut être un déversoir ou un orifice.
Figure : Hydrogrammes d’entrée et de sortie d’un bassin de retenue
On peut obtenir l’hydrogramme de débit à l’entrée du bassin de retenue à partir de la courbe intensité – durée de la pluie maximale pour la fréquence choisie.
Calcul du volume d’un bassin de rétention :
L’instruction technique Française CG 1333 cite une méthode dite “ des Volumes ” pour calculer le volume utile d’un bassin de rétention.
L’application de cette méthode revient à calculer un volume V en fonction du temps t, le volume sera maximum quand dV = 0 dt
La formule de base pour calculer la capacité d’un bassin de rétention s’écrit :
V = h. S.C - Q.t dans laquelle :
V : est le volume de retenue en m3
h : est la hauteur d’eau tombant pendant un temps t, elle est donnée par la formule :
h = a.t(1-b)
où a et b sont les paramètres de la formule de Montana i = a.t-b
a : est à multiplier par 10-3 pour obtenir h en m;
S : surface en m²
40
C : Coefficient d’apport : Fraction du volume d’eau précipitée qui arrive au bassin de rétention
Q : est le débit admissible à l’aval (débit de fuite) en m3/mn
t : est le temps en mn.
Les formules d’application sont :
-1/b
t = Q
a (1-b).S.C
V = a.S.C. t1-b - Q.t
La détermination de C est délicate, on pourra adopter en première approximation les valeurs ci-après pour des pourcentages de boisement variant de 0 à 100% :
• Sol imperméable (argileux) - 0,60 à 0,15
• Sol plutôt imperméable - 0,40 à 0,10
• Sol plutôt perméable - 0,20 à 0,05
• Sol perméable (sableux) - 0,10 à 0,05
Le débit de sortie du bassin de rétention s’écrit :
Qs = mΩ . √ 2g h
Qs : débit sortant du bassin de rétention (m3/s)
h : hauteur de l’eau dans le bassin de rétention (m)
g : accélération de la pesanteur, g = 9,81 m/s²
m : constante caractéristique de l’orifice, m = 0,7
Ω : section de l’orifice (m²)
Application 5.1 : Calcul du volume d’un bassin de retenue Soit une cuvette dont le volume est de 248594m3.
Le bassin d’apport de ladite cuvette a les caractéristiques suivantes :
Superficie (ha)
Paramètres de montana
Coefficient d’apport
C a b
1145 3.87 0.56 0.4
On demande de calculer :
1. le volume du bassin de retenue
2. le débit de fuite pour un temps de vidange de 6 heures
3. la section de l’orifice pour l’évacuation du débit de fuite.
41
5.3. Siphons à point bas: Ils ont pour rôle de franchir un obstacle à un niveau plus haut ou plus bas que celui du collecteur principal. Un obstacle peut être un cours d’eau, un canal, une route, un tunnel, une voie ferrée, une tranchée ou une conduite à grande dimension.
Les siphons à point bas fonctionnent toujours en charge, même s’ils transitent un débit très faible (débit par temps sec).
Afin d’éviter l’obturation de siphons par des résidus secs volumineux, on choisit le même diamètre minimum que celui du réseau (Φ200 pour un réseau des eaux usées, Φ 300 pour un réseau unitaire ou pluvial). Le calcul hydraulique consiste à réaliser une vitesse minimale (environ 1 m/s pour un collecteur des eaux usées, 1.20 à 1.50 m/s pour un réseau unitaire ou pluvial). Pour la réaliser, il faut souvent utiliser plusieurs conduites en parallèle (une conduite pour le débit par temps sec, avec une ou plusieurs conduites en parallèle pour le débit par temps de pluie). Lorsqu’on ne peut pas réaliser les vitesses minimales ci-dessus, il faut installer des chasses d’eau.
Un siphon à point bas doit avoir un regard de visite à chaque extrémité.
Le calcul consiste donc à :
- déterminer les sections S1 et S2 pour les débits minima ;
- calculer les pertes de charge et la répartition des débits minima ;
- vérifier si l’ensemble peut évacuer les débits maxima et éventuellement augmenter les section S1 et S2.
42
Chapitre 6 : Eléments constitutifs des réseaux d’assainissement
Les éléments consécutifs d’un réseau d’assainissement se subdivisent en :
⇒ Ouvrages principaux ⇒ Ouvrages annexes
Les ouvrages principaux comprennent :
• Des tuyaux circulaires • Des tuyaux ovoïdes préfabriqués • Des ouvrages visitables de profils particuliers, limités aux grands centres urbains.
Les ouvrages annexes comprennent :
• Regard de visite • Bouches d’égout • Regards borgnes • Branchements particuliers • Stations de relèvement • Déversoirs d’orage • Bassin de rétention
6.1 Ouvrages principaux Un égout est considéré comme un aqueduc à écoulement libre dont la mise en charge doit être exceptionnelle et limitée par le débordement éventuel des regards et ouvrages annexes. Du point de vue de l’étanchéité, il y a lieu de distinguer deux cas :
• L’étanchéité parfaite aux eaux transitées qui était jadis peu recherchée sauf dans certains cas spéciaux, contamination d’une nappe, par exemple.
• L’étanchéité aux eaux extérieures, provenant de la remontée saisonnière d’une nappe, doit être absolue, faute de quoi l’égout fonctionne comme drain de ladite nappe, ce qui a pour effet de perturber, considérablement le fonctionnement de la station d’épuration.
Les conduites d’assainissement existantes sur le marché peuvent être distinguées en 2 catégories selon leurs modes de fabrication :
• Conduite préfabriquées : elles sont généralement circulaires. • Conduites coulées sur place et pouvant avoir les formes les plus diverses : circulaires,
ovoïdes normalisés ou non, dalots, en voûte. Les tuyaux circulaires sont désignés par leur diamètre intérieur, dit diamètre nominal, exprimé en mm. Les tuyaux ovoïdes sont désignés par leur hauteur intérieure, dite nominale, exprimée en centimètres.
43
Les joints furent d’abord réalisés en mortier de ciment sur le chantier. Ces joints cédèrent la place aux joints en élastomètre, étanches tant aux eaux intérieures qu’aux eaux extérieures.
6.1.1 Conduites préfabriquées On distingue selon la nature des matériaux utilisés :
• les conduites en béton comprimé ou vibré non armé • les conduites en béton armé • les conduites en amiante-ciment • les conduites en P.V.C.
Les avantages et les inconvénients de ces tuyaux sont présentés sur le tableau 6.6. D’autres types de canalisations sont aussi utilisés :
• les conduites en fonte ductile • les conduites coulées sur place
6.1.1.1 Conduites en béton comprimé ou vibré non armé
Elles figurent parmi les plus anciens produits réalisés en béton. Domaine d’utilisation :
Bien qu’elles continuent à être utilisées à l’heure actuelle, leur usage devient de moins en moins courant au niveau de l’ossature des réseaux. Les conduites en béton comprimé sont parfois utilisées pour la réalisation des branchements particuliers de 200 mm et les raccordements des bouches d’égout de diamètre 300 mm.
Caractéristiques :
Les diamètres fabriqués vont du 120 au 1000 mm dans les 3 classes suivantes : 30B, 60B et 90B.
Tableau 6 .1: Classement des tuyaux en béton non armé selon leurs résistances à l’écrasement
Diamètre nominal
DN
Diamètre intérieur de fabrication
(mm)
Charge de rupture par mètre de longueur Pr (KN/m)
SERIE 30 B SERIE 60 B SERIE 90 B (120) (120) (15) (18.50) (25.50) 150 150 15 19 26.50 200 200 15 20 28 250 250 15 21 30 300 300 15 22 32 400 400 15 24 36 500 500 15 30 45 600 600 18 36 54
(700) (700) (21) (42) (63) 800 800 24 48 72
44
6.1.1.2 Conduites en béton armé Parmi les conduites en béton armé fabriquées et largement utilisées au Maroc dans le domaine de l’assainissement on trouvera :
• les conduites en béton vibré armé • les conduites en béton centrifugé ordinaire (CAO) • les conduites en béton précontraint
L’usage du béton précontraint reste – quant à lui – très restreint au Maroc. 6.1.1.2.1 Conduites en béton vibré armé Procédés de fabrication :
Le processus de fabrication utilisé est organisé de la manière suivante :
La cage d’armatures est montée verticalement sur un collet en acier sur lequel vient coulisser le moule extérieur. Le béton est injecté par passes montantes par centrifugation.
A la fin de fabrication, la buse est soumise à une compression qui permet d’améliorer sa compacité. La conduite ainsi fabriquée est transportée verticalement vers l’aire de stockage où elle est maintenue jusqu’à ce qu’elle atteigne une résistance suffisante.
Caractéristiques :
Les éléments fabriqués ont une longueur de 2.50 m en diamètres variant de 300 à 1000 mm et correspondent à deux classes de résistance (90 A et 135 A). Les charges de rupture sont données sur le tableau 6.2. Ils sont à bouts mâle et femelle.
6.1.1.2.2 Conduites en béton Centrifugé Armé Ordinaire (CAO)
Elles représentent les conduites en béton armé dont l’usage dans le domaine d’assainissement est le plus courant au Maroc.
Procédés de fabrication :
Les armatures sont obtenues à partir des fils d’acier en bottes et enroulés autour d’un mandrin. La fabrication se fait par centrifugation de la cage d’armatures horizontalement avec insertion du béton durant la rotation de la buse. Cette centrifugation confère à la buse une très bonne compacité, une bonne résistance à l’ovalisation et une bonne étanchéité.
Caractéristiques :
Les buses se présentent sous formes d’éléments à joint torique ou d’éléments à bouts droits. La jonction des tuyaux CAO. (JT) se fait par l’intermédiaire d’un joint torique en élastomère qui autorise des déviations angulaires de plusieurs degrés ; la jonction des tuyaux CAO à bouts droits (BD) se fait par l’intermédiaire d’une bague matée au mortier sec.
Les éléments fabriqués présentent des diamètres de 200 à 2200 mm correspondant à 3 classes: 60 A, 90 A et 135 A.
45
Tableau 6.2 : Charges de rupture des canalisations CAO
Diamètre nominal DN (mm)
Diamètre interne (mm)
Série 60 A Série 90 A Série 135 A
Epaisseur de paroi (mm)
Charge de
rupture (kN/m)
Epaisseur de paroi
(mm)
Charge de
rupture (kN/m)
Epaisseur de paroi
(mm)
Charge de
rupture (kN/m)
250 250 34 38 34 38 34 38
300 300 37 38 37 38 37 41
400 400 43 38 43 38 45 54
500 500 50 40 50 45 53 68
600 600 56 43 58 54 62 81
700* 700 62 46 66 63 70 95
800 800 68 49 74 72 80 108
900* 900 74 54 82 81 90 122
1000 1000 80 60 90 90 100 135
1200 1200 92 72 105 108 120 162
1400* 1400 105 84 120 126 140 189
1500 1500 113 90 128 135 148 203
1600* 1600 118 96 135 144 155 216
1800 1800 130 108 150 162 170 243
2000 2000 140 120 160 180 180 270 700* : tuyau dont il est recommandé d’éviter l’emploi
La justification de la résistance mécanique des tuyaux d’assainissement repose sur la comparaison de la charge de rupture Pr garantie par le fabriquant avec la charge Pc calculée lors des essais d’écrasement prescrits pour le contrôle des tuyaux, majorée d’un coefficient de prise en compte “ a ” :
Pr > a * Pc
Ce coefficient “ a ” est pris égal à 1.3 pour le béton armé d’assainissement comportant un pourcentage minimal d’armatures répondant à la norme marocaine 10-01-F040 ou à son homologue européenne NF 16-341.
La charge calculée Pc résulte du cumul des actions sur le tuyau mises en œuvre par le
remblai d’une part, les charges mobiles d’autre part. Elle est déterminée par la formule :
Pc = [(P-P’)*De] / m
46
dans laquelle :
De : est le diamètre extérieur du tuyau, exprimé en mètre :
m : est un coefficient de pose dont la valeur est de 2.3 pour les diamètres inférieurs ou égaux à 0.50 m et de 2 pour les diamètres nominaux supérieurs à 0.50 m :
p : la pression exercée par le remblai au niveau de la génératrice supérieure du tuyau, est calculée par la formule :
p = [[De + (De + 2)]/(2De)]*h*µ
dans laquelle :
h : est la hauteur de remblai au-dessus de la génératrice supérieure du tuyau et µ le poids spécifique des remblais pris égal à 1.800 kg/m3.
p : est la pression exercée au niveau de la génératrice supérieure de la conduite par une roue de 10.000 da.N affectée d’un coefficient de majoration dynamique égal à (1+0.3)/(1 + H), H étant la hauteur au - dessus de la génératrice supérieure.
En ce qui concerne les diamètres de fabrication courante, ils ont été pris en compte dans les calculs et abaques fournis par la SOCA (voir figure n°6.1) pour les diamètres de 300 à 800 mm avec surcharges roulantes. Pour les diamètres supérieurs le choix de la classe a été déterminé par le diamètre du tuyau et sa position dans le sol.
En cas de dépassement des limites autorisées pour la classe 135A, il est nécessaire de mettre en place un tuyau de cette classe mais avec un enrobage de sable stabilisé à 150 kg ciment par m3. La mise en place de sable stabilisé s’effectue en respectant la méthode suivante :
- pose d’une couche de 20 cm d’un mélange sable-ciment ;
- pose, réglage et calage du tuyau ;
- remplissage de la tranchée avec le mélange sable-ciment jusqu’à 20 cm au-dessus de la génératrice supérieure du tuyau, suivi d’un léger damage. Le mélange peut être sec ou légèrement humide pour faciliter sa mise en place.
6.1.1.2.3 Conduites en béton précontraint
Le tuyau est constitué par un cylindre en béton centrifugé précontraint longitudinalement à des taux tels que, dans les conditions de manutention et d’utilisation, le béton ne soit jamais tendu dans le sens de la longueur du tuyau.
La fabrication des tuyaux passe par les différents stades suivants :
• Préparation des armatures longitudinales et transversales.
• Installation des armatures dans les moules et la mise en tension.
• Mise en place du béton et centrifugation. Le béton utilisé est dosé à 450 kg/m3 de ciment (Portland CPJ 45)
• Enroulement de fils d’aciers dur appelé frettage
• Un revêtement de protection du frettage (minimum 19 mm)
La pression caractéristique à un point d’une conduite est la pression maximum susceptible de s’exercer en service à ce point. Le tableau ci-dessous donne les valeurs des pressions caractéristiques en fonction du diamètre.
47
La résistance à l’écrasement est la suivante :
• Charge d’essai à la fissuration par m2 de surface diamétrale intérieure : 6T
• Charge d’essai à la rupture par m2 de surface diamétrale intérieure : 9 T
Tableau 6.3 : Pressions caractéristiques des canalisations en BP
Diamètre nominal en mm Pressions caractéristiques en kg/cm2
300 400 500 600 700 800 900 950 1000 1100 1150 1200 1300 1550 1850 2000
3,700 3,000 2,600 2,300 2,000 1,750 1,500 1,400 1,300 1,100 1,000 0,900 0,800 0,675 0,475 0,400
48
6.1.1.3 Conduites en amiante-ciment
Procédure de Fabrication :
Le tuyau en amiante - ciment est formé sur un mandrin parfaitement lisse par enroulement continu et compression de couches minces successives d’une matière constituée d’un mélange intime de fibres d’amiante et de ciment Portland. Les couches de ce mélange ont une épaisseur de quelques dixièmes de millimètres et en subissant une forte compression mécanique au fur et à mesure de leur enroulement sur le mandrin augmentent la compacité des tuyaux et lui confèrent une bonne étanchéité. Les tuyaux, une fois formés, sont démandrinés puis immergés pendant plusieurs jours dans des bassins de mûrissement où s’effectue leur durcissement. Après séchage, les tuyaux sont repris et leurs extrémités sont usinées afin de permettre la réalisation des assemblages.
Caractéristiques :
Les tuyaux en amiante ciment sont fabriqués dans une gamme de diamètres allant de 100 â 1000 mm, correspondant aux quatre (4) classes de résistances A1, A2, A3 et A4. La longueur des éléments est de 4 m jusqu’au diamètre 150 mm et de 5 m pour les diamètres supérieurs.
Domaine d’emploi :
Une part importante des tuyaux mis en oeuvre pour la réalisation des branchements et des petits collecteurs (Ø < 200 mm) sont du type amiante - ciment. Une utilisation moins importante est faite actuellement pour les diamètres de 200 à 600 mm et demeure très occasionnelle pour les diamètres supérieurs.
49
Tableau 6.4 : classement des tuyaux en amiante - ciment selon leurs résistances a l’écrasement
Diamètre nominal DN
Charge de rupture Pr (KN/m) Série A 1 Série A2 Série A3 Série A4
100 125 150 175 200 250 300 350 400 450 500 600 700 800 900 1000 1100 1200 1300 1400 1500 1600 1700 1800 1900 2000 2100 2200 2300 2400 2500
- - - - - - 3
4.5 5
5.5 6 7
8.5 9.5 11 12
13.5 14.5 15.5 17 18 19
20.5 21.5 23 24 25
26.5 27.5 29 30
- - - - 3 3
3.5 6.5 7 8 9 11
12.5 14.5 16 18 20
21.5 23.5 25 27 29
30.5 32.5 34 36 38
39.5 41.5 43 45
- - 3
3.5 3.5 4.5 5.5 9.5 11 12
13.5 16 19
21.5 24.5 27
29.5 32.5 35 38
40.5 43 46
48.5 51.5 54
56.5 59.5 62 65
67.5
3 3 3 4 5 6 7
12.5 14.5 16 18
21.5 25 29
32.5 36
39.5 43 47
50.5 54
57.5 61 65
68.5 72
75.5 79 83
86.5 90
N.B (1) – Les marges de rupture indiquées dans ce tableau correspondent aux marges obtenues sur des éprouvettes de largeurs normalisées. (2)- cette classification correspond à :
Série A1 : Série 30 Série A2 : série 60 Série A3 : série 90 Série A4 : série 120
50
Figure 6.1 : Abaques de résistance mécanique en fonction des diamètres courants avec surcharges roulantes (Roue : 10000 daN)
51
6.1.1.4 Tuyaux en PVC
Ces tuyaux deviennent de plus en plus utilisés dans le domaine de l’assainissement liquide.
Certaines industries ont déjà commencé la fabrication de ces tuyaux pour des diamètres ne dépassant pas 500 mm. Ces tuyaux plus légers seront encore plus intéressant au niveau du prix.
La fabrication est parfaitement contrôlable au laboratoire. La tenue à l’ovalisation des tubes en PVC peut être mesurée par leur ‘module de rigidité’ qui permet de les classifier en ‘classes de rigidité’. Les tuyaux en PVC sont prévus avec joint collé ou avec joints en caoutchouc.
Leur résistance chimique est remarquable: ils ne craignent rien des effluents domestiques ni de leurs produits de décomposition (H2S, acide sulfurique). Même en milieu sulfurique concentré, ils sont inaltérés. Ils sont donc particulièrement conseillés pour les effluents acides jusqu’à 70% de concentration. C’est le tuyau recommandé pour les installations de teintureries, de l’industrie chimique, de savonnerie, d’effluents très salés, etc...
Leur capacité hydraulique est aussi excellente. On peut affirmer que le coefficient de rugosité des canalisations en PVC est le meilleur de tous les matériaux d’assainissement. Bien sûr, en eaux usées tous les matériaux finissent par se tapisser d’un film gras ce qui implique que leur capacité d’écoulement arrive à se rapprocher les unes des autres, mais ce n’est pas le cas en canalisation pluviale ou en système unitaire.
Leur résistance à l’abrasion est très supérieure, particulièrement en présence de sable, à celle des autres matériaux.
Sensibilité au U.V. : le PVC est sensible aux rayons ultraviolets, il faudra donc éviter de le stocker au soleil, mais il faut bien dire que cette attaque n’est sensible qu’après plusieurs mois.
De plus, ces tuyaux sont très légers. Cette qualité les rend très compétitifs pour des sites éloignés de Casablanca, leur lieu de fabrication, et pour leur utilisation dans les zones difficiles d’accès : Médina, habitat précaire.
Il semble que le PVC soit le matériel idéal pour la construction des réseaux jusqu’au 400 mm. Dans quelques temps, il devrait prendre une place importante du fait de son prix attractif et de ses qualités.
Tableau 6.5 : Charges de rupture des canalisations en PVC
Diamètre extérieur
(mm)
Charges de ruptures par mètre linéaire (kN/ml)
Série I Série II
125 17,0 -
160 21,0 16,0
200 32,4 18,0
250 43,2 22,5
315 53,1 28,35
52
6.1.1.5 Avantages et inconvénients des différents matériaux Le tableau ci-dessous (6.6) résume les avantages et les inconvénients des différents matériaux des canalisations exposés ci-dessus.
Tableau 6.6 : avantages et inconvénients des différents matériaux Type de matériau Avantages Inconvénients
BC, BVO Béton comprimé ou béton vibré
ordinaire
Coût modéré
- Sensible à H2S - Mauvaise tenue en sols agressifs ou de mauvaise qualité - Fragile - Eléments courts de 1 mètre - Joints médiocres : mortier - Rugosité intérieure élevée - Durée de vie : faible
BVA Béton vibré armé
- Bonne qualité du béton (contrôlable) - Bonne résistance à la rupture - Eléments de 2,5 ml - Rugosité intérieure moyenne pouvant être améliorée - 3 Classes de résistance : 60 A, 90 A et 135 A
- Sensible à H2S - Coûts un peu plus élevé du fait de la présence d’acier - Enrobage des aciers à surveiller (distance des aciers par rapport à la surface) - Gamme de diamètres réduite - Aspect quelquefois à améliorer - Lourd
BP Béton
précontraint
- Economie d’acier - Bonne résistance - Longueur assez importante des éléments : 4 à 6 m
- Faible résistance aux agressions mécaniques - Lourd
CAO Centrifugé armé
ordinaire
- Très bonne qualité du béton - Bonne résistance à l’écrasement - Imperméable – Joints étanches - Eléments : 3,50 m
- Sensible à H2S - Résistance assez faible aux sols et aux eaux agressifs - Rugosité moyenne - Lourd
AC Amiante ciment
- Poids du ml réduit - Bonne résistance à la corrosion - Très imperméable - Eléments : 5 m
- Sensible à H2S - Résistance moyenne à l’écrasement - Mauvaise résistance aux eaux agressives - Gamme des diamètres ne dépasse pas 1000 mm
PVC - Très résistant à H2S - Résistance mécanique suffisante - Très léger- Très imperméable - Montage très facile - Joints étanches - Haute résistance aux agents chimiques ordinaires - Eléments : 6 m
- Cher pour diamètre > 400 mm
53
6.1.2 Autres produits utilisés (fonte ductile) La fonte est un produit sidérurgique à base de fer et de carbone.
La fabrication se fait en introduisant un débit constant de fonte liquide par un canal de coulée légèrement incliné dans un moule cylindrique appelé coquille, tournant à grande vitesse autour de son axe et monté sur un chariot qui se déplace longitudinalement par rapport au canal de coulée. La fonte liquide se déversant de l’extrémité du canal est appliquée, par la force centrifuge, contre la paroi de la coquille refroidie par une centrifugation d’eau à température contrôlée. Elle s’y répartit uniformément et se solidifie à son contact. Extraits de coquilles, les tuyaux sont transportés dans des fours munis d’une installation de régulation de température où ils subissent un recuit. Ce traitement a pour effet d’accroître l’allongement et la résilience du métal tout en diminuant sa dureté. Il supprime tes tensions internes et empêche leur formation. Il facilite enfin l’usinage et la coupe éventuels.
Pour ce qui concerne les résistances mécaniques, la résistance minimale à la traction est de 420 Newton/mm2 et les pressions d’épreuve sont:
• DN ≤300mm 60 bars
• 300 ≤ DN ≤ 600 m 50 bars
• DN > 600mrn 4bars
La hauteur de couverture maximale est d’après le bulletin officiel du Ministère de l’Equipement et du Logement et du Ministère des Transports de France (Fascicule spécial N°72 - 21 bis - article 5).
Tableau 6.7: hauteurs de couverture maximale sur conduite en fonte
DN Hauteurs de couverture maximale (w)
(mm) Sans charges roulantes avec charges roulantes (10 t)
<500 >5 >5
500 5,49 5,36
600 5,30 5,16
700 5,16 5
800 5,06 4,90
900 4,97 4,80
1000 4,76 4,58
1100 4,61 4,42
1200 4,48 4,28
La hauteur de couverture minimale est de 1 m
Il est à préciser que les conduites en fonte ne sont pas utilisées au niveau de l’ossature du réseau d’assainissement. Elles ne sont utilisées que pour des ouvrages spéciaux (traversées de cours d’eau par exemple) ou pour des conduites de refoulement.
54
6.1.3 Conduites coulées sur place Le recours à la réalisation des conduites d’assainissement coulées sur place est dicté par l’un des impératifs suivants :
• inexistence de gabarit équivalent en préfabriqué.
• Nécessité d’adopter une section autre que circulaire.
• Nécessité de travailler en souterrain
• économie par rapport à un ouvrage préfabriqué.
Très souvent, quand on parle des ouvrages réalisés sur place, on se réfère à l’ovoïde, section la plus utilisée pour les conduites non préfabriquées.
Les sections ovoïdes normalisées sont : T100, T130, T150, T180 et T200. D’autres sections peuvent être rencontrées et sont définies par les dimensions : D/H (H = 3/2 D) : 120/180, 160/240, 180/270 et 200/300. Lorsque les calculs montrent qu’un tuyau nécessite un diamètre de plus de 0,60 m, il est préférable d’utiliser un tuyau ovoïde. Le tableau d’équivalence entre tuyaux circulaires et ovoïdes est :
H (cm) D(mm) 100 800 130 1000 150 1200 180 1400 200 1500
6.1.4 Ouvrages visitables de profils particuliers : Les ouvrages visitables particuliers réalisés dans les grands centres urbains peuvent se classer en diverses catégories. 6.1.4.1 Egouts ordinaires à cunette :
Les égouts ordinaires à cunette permettent un bon écoulement des eaux, il en existe de plus ou moins anciens, et de dimensions variables. 6.1.4.2 Egouts à cunette et banquette :
Ils comprennent une cunette centrale et deux banquettes latérales.. La banquette permet la circulation en temps sec pour l’entretien.
55
6.2 Ouvrages annexes : Ces ouvrages sont nécessaires au bon fonctionnement d’un réseau d’assainissement. Les principaux ouvrages sont :
6.2.1 Regards de visite - Rôle :
Le rôle des regards de visite est de permettre l’accès aux canalisations pour les curages; de plus, ils assurent la ventilation des égouts.
- Espacement :
L’implantation des regards de visite sera recommandée sur les collecteurs dans les cas suivants :
• à chaque jonction entre deux collecteurs; • à chaque changement de direction; • à chaque changement de section ; • à chaque changement de pente; • à tous les 40 à 50 mètres pour les conduites de diamètre inférieur à 1 000 mm; • à tous les 80 à 120 mètres pour les conduites de diamètre supérieur à 1 000 mm.
- Emplacement :
Sur les égouts non visitables les regards de visite se placent dans l’axe de la canalisation Sur les égouts visitables, ils peuvent être latéraux, Le regard latéral comporte un branchement d’accès dont le radier est incliné vers l’égout.
- Caractéristiques :
Les regards de visite comprennent (voir schéma ci-dessous) :
• un radier; • une cheminée verticale; • une dalle supérieure; • un dispositif de recouvrement; • une échelle ou des échelons de descente sont installés niais la tendance est de les
supprimer. Les exploitants utilisent, si nécessaire, des échelles mobiles.
56
Le radier en béton comporte une cunette de hauteur au moins égale au rayon de la canalisation et deux plages, inclinées à 10%, se raccordant aux parois de la cheminée. En aucun point, l’épaisseur du béton ne doit être inférieure à 8cm. Si une canalisation de branchement ou de bouche d’égout est piquée sur la canalisation principale à la base du regard, les dispositions suivantes sont à respecter :
- l’angle de raccordement doit être au maximum de 60°; - le niveau de la génératrice inférieure du branchement doit être supérieur à 0,10 m, au
moins, à celui de la canalisation principale; - le raccordement des cunettes doit être modelé en pointe de coeur avec arêtes
arrondies; - la canalisation du branchement doit, dans le cas des égouts â banquette, être
encastrée dans le radier, la continuité de la banquette étant assurée par une grille ou une dalle.
La cheminée verticale est en éléments préfabriqués, en maçonnerie ou en béton dans le cas de béton armé, l’épaisseur minimale est de 8 cm. La section des cheminées peut être circulaire ou carrée; le côté du carré ou le diamètre du cercle ne doivent pas être inférieurs à 0,90 m, cette dimension minimale étant portée à 1,00 m si les échelons de descente font saillie sur le gabarit de l’ouvrage ou si le regard a plus de 3 m de profondeur. Si nécessaire, une hotte conique ou pyramidale permet de raccorder la cheminée à la dalle supérieure. La dalle supérieure en béton armé comporte une feuillure destinée à supporter le dispositif de recouvrement. Le dispositif de recouvrement comporte un cadre et un tampon circulaire d’obturation d’au moins 600 mm de diamètre. Pour les dispositifs sous chaussée, il est recommandé de choisir parmi les types:
- circulaire de 850 mm avec une ouverture de diamètre utile de 600 mm; - carré de côté 850 mm de diamètre, avec une ouverture de diamètre utile de
600 mm. Pour les dispositifs sous trottoir, il est recommandé de choisir parmi les types suivants :
- circulaire de 800 mm, avec une ouverture de diamètre utile de 600 mm;
57
- carré de côté 800 mm, avec une ouverture de diamètre utile de 600 mm. Les échelles fixes, échelons de descente et crosses de sortie sont en acier galvanisé ou métallisé au zinc à chaud et constitués d’éléments de 0,025 m.
Les échelons doivent avoir une largeur de 0,35 m et être espacés de 0,30 m d’axe en axe.
6.2.2 Bouches d’égout - Rôle :
Les bouches d’égout servent à l’introduction dans un égout, soit unitaire soit pluvial en système séparatif, des eaux de pluie. - Caractéristiques : Les bouches d’égout comprennent :
- un radier dont l‘épaisseur minimale est de 8 cm; - un branchement de raccordement à la canalisation principale, dont le diamètre
minimal est de 0,30 m; - une cheminée verticale en éléments préfabriqués, en maçonnerie ou en béton dont, en
cas de béton armé, l’épaisseur minimale est fixée à 8 cm; - un cadre supérieur en béton armé, destiné â supporter le couronnement avec avaloir.
- Systèmes de bouches :
Du point de vue du mode d’introduction de l’eau, les bouches d’égout sont classées en deux types :
- bouches ordinaires; - bouches sélectives.
• Bouches ordinaires
Les bouches ordinaires sont constituées par le couronnement et la bavette Elles n’offrent aucun obstacle â la pénétration des résidus dans le réseau.
L’ouverture de la bouche doit être telle qu’elle puisse absorber le flot d’orage en provenance d’une longueur donnée de caniveau. • Bouches sélectives
L’objet des bouches sélectives est d’empêcher l’introduction de corps étrangers volumineux dans le réseau. Divers organes de sélection sont à distinguer.
- LES GRILLES - Généralement, les grilles sont placées horizontalement dans le caniveau; elles sont en fonte, et de formes plates ou concaves, les barreaux étant espacés de 0,02 m. L’inconvénient est que, dans cette position, les grilles sont fragiles et glissantes.
- LES PUISARDS - Deux types de puisards sont exécutés.
Dans les puisards ordinaires, il existe un volume dans lequel les sables se déposent, l’évacuation de l’eau s’effectuant par trop-plein. Ces ouvrages n’ont qu’une efficacité relative car, en cas de précipitation importante, il
58
s’y produit des remous et les sables sont entraînés. D’autre part, ils sont une cause de fermentation possible d’eaux polluées, donc de mauvaises odeurs.
Dans les puisards sélectifs, l’objectif est de décanter l’eau qui pénètre dans la bouche, ce qui conduit à l’utilisation de puisards siphonnés. Ces ouvrages comportent une cloison siphoïde.
- LES PANIERS - Dans la cheminée de la bouche un panier amovible percé de trous est disposé. Certains systèmes combinent le puisard et le panier.
Le raccordement des bouches d’égout sur le réseau d’assainissement se fait par une conduite de branchement en PVC de diamètre 300 mm.
6.2.3 Branchements particuliers : Le rôle des branchements particuliers est d’écouler dans le réseau d’égout les eaux usées et éventuellement les eaux pluviales des habitations. Les branchements contiennent :
• Un dispositif de raccordement à la canalisation principale (regard de visite ou regard borgne)
• Une canalisation de branchement • Une boite de branchement ou fosse réceptrice (simple ou double) • Une canalisation (ou deux • Une canalisation (ou deux) de raccordement habitation -boite de branchement selon
qu’il s’agit d’un seul (ou deux) branchements. Les branchements doivent satisfaire :
• Toute canalisation de branchement doit avoir un tracé rectiligne, une pente minimale de 3% et un diamètre inférieur à celui de la canalisation principale (généralement Φ200 mm pour EU et Φ 300mm pour EP)
• Les regards borgnes sont enterrés • Les boites de branchement sont visitables.
59
6.2.4 Stations de relèvement : En principe, on essaie, chaque fois qu’il est possible de réaliser un écoulement gravitaire dans un réseau d’égout, car les stations de relèvement augmentent les prix des installations et elles sont délicates à entretenir.
De toute façon, elles ne sont généralement prévues que pour les réseaux d’eaux usées, le relèvement des eaux pluviales posant des difficultés dues à la variation et à l’importance des débits.
60
ANNEXES
61
Annexe 1 : Calcul des besoins en eau et détermination des débits aux noeuds
1. Calcul des besoins en eau potable Pour évaluer les besoins en eau potable d’une agglomération quelconque, un recensement précis et complet de l’ensemble des équipements socio-économiques caractérisant l’agglomération est nécessaire.
Ce recensement porte sur :
- Les données démographiques et urbanistiques (population, taux d’accroissement, plan d’aménagement du centre, différents types d’habitat,…)
- Les données économiques (commerce, industrie, infrastructures existantes,…..)
- Les équipements socio-économiques (services administratifs, enseignement, santé, équipements sportifs…).
1.1 Différents types de besoins en eau Il existe trois niveaux de besoins en eau :
- Consommation : Quantité d’eau consommée par l’ensemble des utilisateurs (Vcons)
- Distribution : Quantité d’eau distribuée à partir du (des) réservoir(s) ( Vdist)
Vdist = Vcons/Rendement réseau
- Production : Quantité d’eau produite = Quantité prélevée à partir du captage – perte au niveau de la production (Vprod)
Vprod = Vdist/Rendement adduction = Vcons/Rendement global
Le rendement global est le produit des rendements du réseau de distribution et de l’adduction.
1.2 Calcul des besoins de consommation Une distribution doit satisfaire aux besoins de ceux qu’elle dessert. Ces besoins sont variés, ils peuvent être classés en :
Besoins domestiques Besoins des administrations Besoins industriels Etc …
Les besoins de consommation sont calculés par l’expression suivante :
Vcons = DOT_ PB x PB + DOT_ PNB x PNB + DA x P + DI x P
DOT_ PB : Dotation de la population branchée (l/j/hab) PB : Population branchée (hab) DOT_ PNB : Dotation de la population non branchée (l/j/hab) PNB : Population non branchée (hab). PNB = P – PB , P : population totale (hab) DA : Dotation des équipements administratifs (l/j/hab) DI : Dotation des équipements industriels (l/j/hab)
62
1.3 Calcul de la population Le nombre de population d’une agglomération dépend des facteurs suivants :
- Taux de natalité - Taux de mortalité - Immigration et émigration.
On peut connaître les populations des années passées sur la base des statistiques effectuées en :
- 1960 → P0 - 1971 → P1 - 1982 → P2 - 1994 → P3 - 2004 → P4
Le calcul de la population peut s’effectuer par l’une des méthodes suivantes :
Méthode rationnelle
( )nn PP τ+= 10
P0 : population à la date 0 Pn : population à la date n τ : taux d’évolution de la population entre les dates 0 et n
Méthode arithmétique : Elle est basée sur l’hypothèse que le taux d’évolution de la population est constant.
( )ctsKdtdP
a ==
La population future (à la date t) est déterminée par :
tKPP at .0 +=
Méthode géométrique :
PKdtdP
g .=
Après intégration
tkLogPt
geP .0 += Avec :
tPPLog
K
t
g
⎟⎟⎠
⎞⎜⎜⎝
⎛
= 0
La méthode la plus utilisée est la méthode rationnelle.
63
1.4 Dotation en eau A partir des statistiques de consommation, on peut déduire les dotations correspondantes et par suite pour chaque horizon considéré la consommation totale de chaque catégorie de consommation. Les dotations, pour chaque type de consommateur, sont déterminées comme suit :
⇒ Dotation moyenne de la population branchée La dotation de la population branchée est obtenue par l’expression :
PBPBCONSPBDOT __ =
DOT_ PB : Dotation de la population branchée (l/j/hab) CONS _PB : Consommation de la population branchée (m3/j) PB : Population branchée (hab)
La population branchée est calculée par :
PB = TB x P
TB : taux de branchement au réseau d’eau potable P : nombre de population (hab) Exemple : P= 20 000 hab, TB = 50 %, CONS PB = 1000 m3/j PB = 0,5 x 20 000 = 10 000 hab
habljPB
PBCONSPBDOT /10010000
1000*1000__ ===
⇒ Dotation moyenne de la population non branchée
La dotation de la population non branchée au réseau d’eau potable (alimentée par des bornes fontaines) est obtenue par l’expression :
PNBPNBCONSPNBDOT __ =
DOT_ PNB : Dotation de la population non branchée (l/j/hab) CONS_ PNB : Consommation de la population non branchée (m3/j) PNB : Population non branchée (hab). PNB = P - PB
⇒ Dotation des équipements administratifs
La dotation des équipements administratifs sert à calculer la consommation journalière des équipements administratifs en multipliant cette dernière par la population totale de l’agglomération.
P
CEADA =
DA : Dotation des équipements administratifs (l/j/hab) CEA : Consommation des équipements administratifs (m3/j) P : Population totale (hab)
64
⇒ Dotation industrielle
La dotation industrielle est définie par la consommation industrielle rapportée sur la population totale de l’agglomération (l/j/hab).
PCIDI =
DI : Dotation industrielle (l/j/hab) CI : Consommation industrielle (m3/j) P : Population totale (hab)
1.5 Variations des besoins
⇒ Variations journalières
Le coefficient de la pointe journalière, Kj, est le rapport du volume moyen des trois journées successives les plus chargées de l’année sur le volume moyen annuel.
⇒ Variations horaires
Le coefficient de pointe horaire, Kh, est le rapport du volume moyen de l’heure la plus chargée d’une journée par le volume moyen de cette journée.
2. Détermination des débits aux noeuds
2.1 Besoins en eau potable par secteur Le dimensionnement d’un réseau de distribution nécessite la détermination du débit maximal à véhiculer par le réseau. Ce débit est le débit de pointe horaire (Qph = Kh.Qpj, avec Kh : coefficient de la pointe horaire) dont la détermination nécessite le calcul du débit de la pointe journalière : Qpj = Kj.Qmj (Qmj : débit moyen journalier : produit de la dotation en eau et du nombre de population, Kj : coefficient de la pointe journalière). Le débit Qmj est calculé par l’expression :
( )86400
./ DotPslQmj =
P : Population ou nombre d’habitants desservis Dot : dotation en eau des populations (l/j/hab) La population est calculée par :
P = D x TR x S
D : densité d’habitat (hab/ha) TR : taux de remplissage de la zone d’habitat. S : surface de la zone (ha) Le calcul des besoins en eau par secteur s’effectue en connaissant la densité d’habitat, le taux de remplissage des zones d’habitat et la dotation en eau correspondant à chaque zone d’habitat.
La densité d’habitat :
La densité d’habitat est le nombre d’habitant par hectare. On donne à titre d’exemple : 1- Habitat individuel : 200 hab/ha ; 2- Habitat R+1 : 250 hab/ha ;
65
3- Habitat R+2 : 300 hab/ha ; 4- Zone villa : 100 hab/ha.
Taux de remplissage : rapport de la surface habitée d’une zone sur la surface totale
de la même zone.
Dotation en eau
⇒ Dotation domestique
La dotation en eau est calculée par secteurs pour des zones d’habitat homogènes sur la base des statistiques de consommation par secteurs.
Exemple :
Zone d’habitat R+1 ……..60 l/j/hab Zone d’habitat R+2 ……..70 l/j/hab Zone d’immeubles.. ……..80 l/j/hab Zone de villas……. …….100 l/j/hab
⇒ Dotation des équipements administratifs
La dotation des équipements administratifs sert à calculer la consommation journalière des équipements administratifs en multipliant cette dernière par la superficie propre de chaque administration.
STCEADA =
DA : Dotation des équipements administratifs (m3/j/ha) CEA : Consommation des équipements administratifs (m3/j) ST : Superficie totale des équipements (ha)
⇒ Dotation industrielle
La dotation industrielle est définie par la consommation industrielle rapportée sur la superficie totale des équipements constituant l’industrie (m3/j/ha).
2.2 Répartition spatiale de la consommation La consommation totale, évaluée pour l’horizon d’étude, est répartie selon la méthode nodale entre les différents nœuds constituant l’ossature principale du réseau. Cette méthode se base sur l’évaluation des zones d’influence d’un nœud donné. Les consommations des gros consommateurs industriels ou des abonnés administratifs seront localisées selon leurs emplacements, tandis que pour les abonnées domestiques, elle se fera compte tenu de l’occupation du sol (Type habitat, superficie, …).
66
L’exemple suivant illustre bien l’application de cette méthode
Noeud Occup. du sol
Taux de
rempli
Super en Ha
Densité hab/Ha Pop
Dotations Cons .forf m3j
ConsJour m3
Débit Moyen
l/s l/j/hab m3/j/ha
1
Zone villa Z1.1 100 1.00 100 100 60 -------- ----- 6
Zone plus. Niveaux
Z2.5 100 1.00
250 250 60 ------ ------ 15
Mosquée ----- 0.25 ----- ------ ------ ------- 5 5 Ecole
primaire E1
-------- 0.5
----- ----- ------ 25 ------ 12.5
Total 38.5 0.44
67
Annexe 2 : Notions d’hydrologie urbaine
1. Introduction :
Figure : Cycle hydrologique
Si P est la hauteur de précipitation totale, définie comme la hauteur moyenne de la lame d’eau, reçue par le bassin pendant une certaine averse, le bilan hydrologique pourra être représenté par :
P = l + E + (F + S) + Pnet
l : hauteur de pluie arrêtée par interception, c à d retenue par la couverture végétale du bassin. La différence P – l s’appelle pluie effective.
E : hauteur d’eau perdue par évaporation du sol et des surfaces d’eau libres .
F : hauteur d’eau absorbée par infiltration dans le sol.
S : hauteur d’eau correspondant au stockage dans les dépressions superficielles .
F + S : s’appelle perte de l’averse.
68
P net : hauteur de pluie nette ( ou hauteur de pluie ruisselée ou excédentaire ) définie comme la portion des précipitations qui atteint l’exutoire considéré en empruntant uniquement la voie du ruissellement superficiel direct.
Le rapport Pnet/Pbrute = Coefficient de ruissellement.
Pour la mise sur pied d’un projet de drainage des eaux pluviales, il est nécessaire de prédéterminer la courbe Q(t) des débits en fonction du temps, des précipitations relevées en divers points du bassin.
Pour les bassins ruraux, la méthode la plus utilisée pour la détermination des débits en fonction des pluies est celle de l’hydrogramme. Celui-ci est lié à un hyétogramme.
En hydrologie urbaine (zone urbaine), plusieurs méthodes sont utilisées pour la détermination des débits en fonction des pluies. Parmi ces méthodes, on peut citer :
- La méthode rationnelle - La formule de caquot - L’hydrogramme d’Izzard - La méthode SCS, etc …
La méthode la plus utilisée en France et au Maroc est celle de caquot.
2. Définitions
Les données hydrologiques relatives aux études de drainage urbain sont principalement les petites pluies et les averses.
2.1 Petites pluies Pluies ne provoquant pas de ruissellement ( < 0,5mm)
2.2 Les averses Les averses considérées se caractérisent par :
- Une forte intensité de pluie par unité de pluie - Un volume important de ruissellement
La mesure de ces averses est effectuée à l’aide des appareils suivants :
- Les pluviomètres : qui relèvent les hauteurs tombées en 24h - Les pluviographes : qui enregistrent la hauteur d’eau d’une pluie toutes les 5 ou 10
mn
69
2.3 Pluviogramme et hyétogramme L’intensité des précipitations ( i = ∆h / ∆t ) varie à chaque instant au cours d’une même averse suivant les caractéristiques météorologiques de celle-ci. Ces variations sont couramment représentées en pratique par deux courbes que l’on déduit des enregistrements des pluviographes.
a) La courbe des hauteurs de pluie cumulées
Donne en ordonnée pour chaque instant t : ∫= dtiP . P représente la hauteur totale de pluie tombée depuis le temps 0 choisi comme origine ( le plus souvent le début de l’averse ) ; en chaque point, la pente de la tangente à la courbe est égale à l’intensité instantanée i de la pluie à l’instant considéré.
Figure : Courbe des hauteurs de pluie cumulées (Pluviogramme) b) Le hyétogramme, qui donne, par un graphique en échelons la hauteur de pluie, c'est-à-
dire, l’intensité moyenne i de la pluie (exprimée en mm / h) tombée par unité de temps.
70
Figure : Hyétogramme
2.4 Hydrogramme L’hydrogramme est la représentation du débit ruisselé en fonction du temps.
Figure : Forme de l’hydrogramme
2.5 Temps de concentration du bassin On appelle temps de concentration d’un bassin en un point considéré de l’exutoire, le temps qui est nécessaire à l’eau qui tombe à l’endroit le plus éloigné pour atteindre ce point en ruissellement.
71
2.6 Courbes « durée - intensité – fréquence »
Des dépouillements de séries d’averses sont réalisés et les résultats sont synthétisés :
1- Soit par des familles de courbes donnant, pour un « temps de récurrence T » déterminé (Valeurs iM qui sont atteintes ou dépassées une fois en 50, 20, 10, … an), l’intensité moyenne iM en fonction de l’intervalle de référence ∆t;
2- Soit par des formules qui ne sont que l’adaptation mathématique des familles de courbes ci-dessous et se ramènent le plus souvent aux deux types ci-après :
a
i M = ⎯⎯⎯⎯ (Talbot )
( b + t )
i M = a ( t – b ) -n (Montana) t remplace l’intervalle ∆t que l’on désigne pour simplifier par « durée de l’averse » ou de « l’averse type» ou de «l’intervalle de référence ». Les paramètres a, b et n résultent de l’ajustement mathématique des courbes expérimentales et dépendent de la station considérée et pour une même station du temps de récurrence ou durée de retour T choisi.
72
La courbe intensité – Durée – Fréquence s’établie comme suit :
Le hyétogramme est défini par :
i(t) mm/h 2.5 3.5 3 10.5 7.5 4 3 2 1 5
t (mn) 6 12 18 24 30 36 42 48 54 60
On obtient les valeurs maximales de h mesurées sur les durées suivantes :
t( mn) 6 12 18 24 30 36 42 ….
h (mm) 1.05 1.8 2.2 2.5 2.85 3.15 3.40 …
Ces couples de valeurs nous donnent la valeur des intensités moyennes maximale pour chaque durée t : i = f(t)
t( mn) 6 12 18 24 30 36 42 ….
im (mm/h) 10.5 9 7.3 6.25 5.70 5.26 4.85 …
Cette courbe sera nommée im = f(t) : Courbe intensité- durée
Courbe intensité – Durée – Fréquence : à partir d’un ensemble d’hyétogramme sur une même station, pendant plusieurs années classement- Fréquence d’apparition.
On obtient :
73
Modèle mathématique Formule de type Montana
( ) ( ) ( )FbM TFaTFI ., =
a) Méthode de calcul des paramètres a(F) et b(F) : Loi de montana
Séries d’observations suffisamment longues Etablir 1 Loi
( ) ( ) ( )FbTFaFTI ∆=∆ .,
Où
Im pendant ∆T est uniquement fonction de la fréquence F.
Pour chaque fréquence, il existe donc une loi de Montana : bTaI ∆= .
Coordonnées logarithmiques Fixer I(F) pour des durées de 6, 15, 30, 60 mn, 1, 2 heures
Ainsi :
I(∆T,F) est obtenue à partir d’une série statistique de N valeurs d’intensité de durée ∆T supérieur à un certain seuil et classées par ordre décroissant.
Sur une période d’observation de N années :
L’intensité de rang 1 attribuée à la fréquence de 1/N
L’intensité de rang 2 attribuée à la fréquence de 2/N
Exemple : Période d’observation de 10 années
Série statistique 10 valeurs d’intensité de durée ∆T
A l’intensité la plus forte, on attribue la fréquence 1 /10
74
Annexe 3 : Méthode superficielle de Caquot
1. Introduction : La base de la formule de Caquot est :
CAHVr ....10α=
Vr : Volume d’eau ruisselée apporté par l’averse de durée ∆T
α : Coefficient tenant compte du mode d’abattement spécial de la pluie.
H : Hauteur de pluie tombée entre les instants 0 et υ (en mn)
A : Superficie du bassin versant (en ha)
C : Coefficient de ruissellement du bassin
10 : Coefficient de conversion
A l’instant υ se produit le débit maximum à l’exutoire (υ = t1+t2= tc). D’autre part, on suppose que le volume ruisselé Vr est Vr = V1+V2, où :
V1 : Volume stocké en surface et dans le réseau à l’amont de l’exutoire et qui correspond à t1+t2=tc.
)/().)(.()( 321
31 smQmnttmV += δ
δ : Coefficient
Q : Débit maximum évacué
V2 : Volume écoulé à l’exutoire entre 0 et υ
)()/().(.)( 2133
2 ctttsmQmnmV =+== θθβ
β : Coefficient
Le volume d’eau à évacuer est égal au volume d’eau ruisselée.
[ ] )/(60.).(....10 2121 mnsxtttQVVCAHV cr βδα ++=+==
tcCAHQ
).(....
61
βδα+
=
itcH
=
i : intensité moyenne de la pluie sur la durée tc pour une période de retour T donnée. ),().,(),( TtcbtTtcaTtci =
75
On aboutit à l’équation :
btaCATtcQ .....)(6
1),( αδβ +
=
Si on pose fdc QAItct ...µ== , on aboutit l’équation finale de Caquot, qui est :
( )fb
dbfbfb
cbfbb
ACIaTtcQ .11.
.11
.1.
.11
...6
.),( −−+
−−−
⎥⎦
⎤⎢⎣
⎡+
=ε
βδµ
I représente la pente moyenne le long du parcours de l’eau (m/m)
Le débit n’est déterminé que si les 9 paramètres a, b,µ, c, d, f, β, δ et α sont connus(α = A-ε)
2. Détermination des paramètres des débits : Détermination de a et b :
L’intensité moyenne de la pluie est modélisée par : btai .=
Après transformation logarithmique :
Log i = Log a + b. Log t
On arrive à une équation linéaire de Log i en fonction de Log t
En dépouillant des diagrammes de pluviographes enregistrés au cours de fortes averses, on peut obtenir une équation de régression de Log i en fonction de Log t pour une période de retour donnée, dont la pente est b et l’intersection avec l’axe des Log i est Log a.
Détermination des paramètres du temps de concentration :
On sait que : tc = t1 + t2
t2 : temps de parcours de l’eau au cours du ruissellement, ce temps augmente :
- avec la distance entre le point de chute de la goutte d’eau et la bouche d’égout
- quand la pente du terrain diminue
- quand la quantité d’eau à ruisseler diminue
Caquot a proposé :
)/()( 114
2 mmImnt p
−=
Ip : Pente moyenne du cheminement hydraulique sur la surface du sol (en m/m)
t1 : durée mise par l’eau pour arriver d’une bouche d’égout à la section considérée, elle est égale à :
ULmmt =)(1
L : Longueur du parcours dans le réseau
U : vitesse moyenne de l’écoulement dans le réseau (m/mn)
76
Détermination de δ et β :
Caquot a proposé β = 0,85 et δ = 1. Ces valeurs sont apparues trop réductrices. Elles ont été modifiées par Koch qui propose β = δ = 0,75. Ces dernières semblent aussi trop réductrices. En effet, à égalité de temps de concentration, ceci revient à deviser les débits obtenus par la méthode rationnelle par 1,5.
Détermination de α :
α est un coefficient tenant compte de l’abattement spatial de la pluie, Caquot a proposé la formule d’abattement suivante :
α = A-ε
où
ε = 0,178 (pour avoir ¾ comme puissance de A dans l’expression du débit).
Lorsque A = 100 ha, α =0,44. Cet abattement a été jugé comme excessif par Koch. Ce dernier a suggéré un abattement du même type avec ε = 0,1.
La vitesse s’écrit d’après Chezy :
IRCU H ..'=
C’ : Coefficient de Chezy
RH : Rayon Hydraulique (Section mouillée / Périmètre mouillé)
I : Pente de la canalisation
C’ est d’après la formule de Bazin :
46,01
87' =+
= γγ avec
R
C
H
Pour commodité, il est préférable d’avoir la formule de C’ sous forme monome , Caquot a adopté pour la formule suivante :
41
.60' HRC =
Ainsi :
21
31
..60max)( IRvitesseU H=
Avec :
4.4. 2
DD
D
RH =⎟⎟⎠
⎞⎜⎜⎝
⎛
=π
π
Et donc : D = 4.RH
77
Pour une section circulaire, à pleine remplissage, on a la section mouillée Ω qui s’exprime par :
222
56,124
).4.(4.
HH RRD
===Ωππ
Caquot a pris :
Ω = 14 RH2
Ainsi :
21
43
22 ..60..14..14 IRRURQ HHH ==
21
411
..840 IRQ H=
Aussi :
21
21
).14( U
QRH =
On remplace RH dans la dernière expression de Q et on obtient :
21
811
811
214
11
21
..14
840..14
.840 IUQI
UQQ ⎟
⎠⎞
⎜⎝⎛=
⎥⎥
⎦
⎤
⎢⎢
⎣
⎡⎟⎠⎞
⎜⎝⎛=
On tire :
218
11
811
811
..14
840 IQ
QU =
21
83
811
811
..14
840 IQU =
114
11311
8
2111
8
8311
8
..56,9..14
840 IQIQU =⎟⎟⎠
⎞⎜⎜⎝
⎛⎟⎟⎠
⎞⎜⎜⎝
⎛=
Caquot tient compte de l’allongement du bassin versant E, qui est le rapport du plus long chemin hydraulique L au racine carré de la surface du bassin versant A.
)()(
haAhaLE =
On aboutit à :
)(..100)( haAEmL =
78
Caquot tient compte aussi d’une vitesse moyenne :
114
113
.56,974,0.74,0 IxQxUU ==
On obtient pour t1 :
114
113
21
114
1131 ....236,0
56,96074,0
..100)/(
)()(−−
=== IQAExIxQxx
AEsmU
mLst
d’où :
114
113
21
114
21 ....236,0−−−
+=+= IQAEItttc p
En assimilant Ip à I et après approximation, Caquot a obtenu l’expression suivante pour le temps de concentration.
2...93,0 2,0366,0363,0 == −− EpourQAItc
On déduit :
µ = 0,93
c = -0,363
d = 0,366
f = -0,2
3. Formule générale du débit d’après Caquot : Pour un allongement E = 2
zyx ACIKQ ...=
Avec :
fbcbx.1
.−
=
fby
.11−
=
fbdbz
.11.
−−+
=ε
( )fbbaK
.11
.6. −
⎥⎦
⎤⎢⎣
⎡+
=δβ
µ
D’après la dernière instruction :
µ = 0,93 ; c = -0,363 ; d = 0,366 ; f= -0,2 ; ε =0,1 (Koch) ; β + δ = 1,5
79
4. Ajustement de la formule de Caquot par Desbordes : DESBORDES a repris les calculs de Caquot en ajustant certains coefficients, pour aboutir à une formule acceptable.
DESBORDES a proposé de calculer le coefficient de Chezy C’ par : C’ = 60. RH1/6
Cette dernière formule surestime la vitesse d’écoulement. Cette surestimation diminue en valeur relative lorsque RH croit. Même lorsque RH est assez faible ( RH = 0,125) , on a une surestimation de 12% seulement par rapport à ce que donne la formule de Bazin.
Cette surestimation semble acceptable, on peut la corriger dans le choix de la vitesse moyenne.
UU .6,0=
et
E =2
t1 et t2 sont donnés par :
83
41
21
1 ...486,0)(−−
= IQAmnt 488,064,0576,0323,02
2 ...10.83,3)( −−−= pIQALmnt
dfc AQItttc ...21 µ=+=
Pour une valeur de L fixe, soit :
KAQItc ....65,0 507,0287,041,0 −−= K= f(E)
Si E # 2 , alors :
( )84,0
39,0076,05,025,041,0
2...349,01....486,0 ⎟
⎠⎞
⎜⎝⎛+= −− EQAAQItc
80
Ceci revient à corriger le débit Q en le multipliant par bf
b
E −⎟⎠⎞
⎜⎝⎛ 1
.84,0
2
DESBORDES a également modifié les valeurs de β et δ en adoptant β + δ = 1,1.
DESBORDES a aussi proposé ε = 0,05 pour α= A-ε , ce qui correspond à diminuer l’intensité de la pluie de 11% pour un bassin versant de 10 ha.
81
Annexe 4 : Généralités sur l’écoulement à surface libre
1. Définitions et classifications Un écoulement à surface libre est un écoulement qui ne se fait pas sous une certaine pression extérieure, mais seulement par la composante gravitaire.
Figure comparaison écoulements sous pression/écoulements à surface libre Pratiquement, ces écoulements à surface libre sont rencontrés :
Dans les courants et rivières naturelles ; Dans les canaux artificiels ; Dans les conduites d’assainissement.
La présence de la surface libre aide et complique à la fois l’étude de ces écoulements : Simplifie l’étude puisque la pression peut être prise constante le long de la surface
libre : la pression est atmosphérique, donc la surface libre est confondue avec la ligne piézométrique.
Complique l’étude puisque la forme de la surface libre est inconnue à priori : le profil change avec les conditions hydrauliques et doit être calculé simultanément.
On admettra ici que l’écoulement se fait essentiellement dans la direction principale ; autrement dit que l’écoulement est unidimensionnel.
On peut classifier les écoulements à surface libre selon plusieurs critères ; notamment : Les écoulements permanents où le temps n’intervient pas ;
82
Les écoulements non permanents ou transitoires nécessitant l’intégration du temps dans l’analyse.
On se limitera à l’étude des écoulements permanents. Ces écoulements se subdivisent encore en :
Ecoulements uniformes (EU) : profondeur de l’eau est constante ; Ecoulements graduellement variés (EGV) ; Ecoulements rapidement variés (ERV).
Les écoulements uniformes ont lieu dans les canaux de forme régulière sur de longs alignements droits. La profondeur de l’eau en régime uniforme est appelée profondeur normale. Le débit et la profondeur sont constants partout dans le canal.
Le régime non uniforme a lieu dans tout canal de forme régulière quand la profondeur et la vitesse varient d’un point à un autre. Lorsqu’il y a des variations rapides de vitesses et de profondeurs sur de faibles distances, l’écoulement est dit rapidement varié. Par contre, quand les variations sont lentes (progressives), on parle d’écoulements graduellement variés.
Figure Ecoulements graduellement variés (EGV) et Ecoulements rapidement variés (ERV)
2. Notion de rayon hydraulique
Figure Rayon hydraulique
MouilléPérimètreMouilléeSection
PmARh
__
==
83
Exemple : Canal rectangulaire
Figure canal rectangulaire
Section mouillée : A = B. H Périmètre mouillé : Pm = B + 2H
Rayon Hydraulique : HB
HBRh .2.+
=
3. L’Ecoulement uniforme Un écoulement uniforme a lieu dans tous les alignements droits de grande longueur et de section transversale régulière. La profondeur constante est appelée profondeur normale (notée Y0).
Figure écoulement uniforme
D’après l’équation classique des pertes de charge de Darcy-Weisbach :
DL
gVh ..2
.2
λ=∆
Cette formule est valable pour une conduite circulaire.
∆h : Pertes de charges linéaires λ : Coefficient de pertes de charge V : Vitesse dans la conduite L : Longueur de la conduite g : accélération de la pesanteur =9,81m/s2.
Cette formule peut être appliquée pour une conduite de forme quelconque pour autant que le diamètre D soit remplacé par le diamètre hydraulique Dh (= 4.Rh).
84
D’après l’équation de Darcy, nous avons :
DgV
Lhf 1.
.2.
2
λ=
D = 4 Rh (car4.
4. 2
DD
DRh =
Π
Π= )
RhgV
Lhf 1.
.8.
2
λ=
Si on pose, i = hf/L
RhgVi 1..8
.2
λ=
D’où
iRhgV ...8λ
=
Pour un canal de forme et rugosité connues :
λgC .8
= est une constante
D’où : iRhCV ..=
et iRhACAVQ .... ==
Ces formules sont connues sous le nom de formules de Chezy.
Formule de Manning : Les canaux sont typiquement rugueux et les nombre de Reynolds dépassent 106. Si on reprend la formule de Colebrook-White, en négligeant 1/Re, il vient :
⎥⎥⎦
⎤
⎢⎢⎣
⎡=
Dελ
7,3log.21 ; formule de Nikuradzé
Cette relation peut être simplifiée et approximée par la formule : 3/13/1
.113,0.18,0 ⎥⎦
⎤⎢⎣
⎡=⎥
⎦
⎤⎢⎣
⎡=
hh RDεελ (avec Dh = 4.Rh)
formule précise pour 0,001< ε/Dh <0,05
Le coefficient de Chezy λgC .8
= devient alors :
61
61
21
...4,8 hRgC−
= ε
Il dépend de la rugosité ε et du rayon hydraulique Rh.
85
Manning a exprimé sa relation empirique comme suit: 61
.1hR
nC = ; où n est connu sous le
nom de coefficient de rugosité adimensionnel de Manning.
Si on reprend la formule dérivée précédemment, il vient : n = 0,0382 ε1/6 et on voit que n a une dimension [m]1/6.
La formule de Manning pour la vitesse s’écrit :
iRRn
V hh ...161
=
Soit :
21
32..1 iR
nV h=
Pour le débit :
21
32...1. iRA
nAVQ h==
21
32
35
..1 iP
An
Q =
Strickler a proposé la même formule avec Ks = 1/n (Coefficient de Strickler)
C’est pour ça que dans la littérature, on parle parfois de la formule de Manning-Strickler :
21
32
.. iRhKV s= ou 21
32
..1 iRhn
V =
a. Section la plus avantageuse Concerne l’effet de la forme du canal sur l’écoulement. Le canal doit être conçu de manière optimale, de façon à ce que la section transversale puisse évacuer le plus de débit à un coût minimum.
D’après la formule de Chezy :
21
21
23
...... iPmACiRCAQ h
−==
21
23
23
21
21
....21...
23 iCdPmAPmdAPmAdQ ⎟⎟
⎠
⎞⎜⎜⎝
⎛−=
−−
Pour un maximum de débit :
dQ=0 3Pm.dA - A.dPm = 0
Pour une vitesse maximum dv=0 se traduit par P.dA - A.dP=0 On a évidemment supposé ici que C est constante. On aurait pu utiliser la formule de Manning.
21
32...1 iRA
nQ h=
21
32
35
...1 iPmAn
Q−
=
86
dQ=0 se traduit par :
0..32...
35 3
535
32
32
=−−−
dPmAPmdAPmA
Soit : 0..2..5 =− dPmAdAPm Canal trapézoïdal
Figure canal trapézoïdal
α = cotgθ A = b.y+ α.y2 Pm = b + 2.w = b + 2.y(1+ α2)1/2
Après élimination de b et dérivation de Pm par rapport à y et 0=∂∂
yPm , on trouve:
))1.(2( 21
22 αα −+= yA
yyPm ..2)1(4 21
2 αα −+=
2y
PmARh ==⇒
Cas particulier : Canal rectangulaire α=0 A = 2.y2 Pm = 4.y Rh=y/2 b= 2.y
⇒ de Chezy ( iRhCV ..= ).
87
Annexe 5 : Abaques pour le calcul des réseaux d’assainissement
88
89
90
91
92
