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HYDROLOGIE URBAINE QUANTITATIVE

- ASSAINISSEMENT PLUVIAL -

François-Noël CRES

Septembre 2001 Version 2.0

Hydrologie Urbaine Quantitative - Assainissement Phvial

AVANT PROPOS

Ce polycopié de cours concerne la conception des systèmes d’assainissement des eaux pluviales. Les aspects qualitatifs -notamment la pollution des eaux pluviales- ne sont pas abordés ici. Nous rappelons qu’il s’agit cependant d’une dimension désormais primordiale dans la conception des réseaux d’assainissent des pays développés.

L’élaboration d’un APS -avant-projet sommaire- ou d’un APD-avant-projet détaillé- n’est pas abordée. Dans le volume horaire de cet enseignement, nous préférons insister sur les concepts utilisés en hydrologie urbaine, sur les limites des différentes méthodes, sur les nouvelles technologies qui nous semblent profitables dans les pays membres de VELER. Une fois en situation, l’ingénieur de I’EIER trouvera facilement au sein de sa structure d’accueil les quelques informations nécessaires à la mise au point de I’APS ou de I’APD. Cependant, quelques dispositions constructives adaptées au pays à faibles revenus sont indiquées.

En ce qui concerne les réglementations, les formules développées, les coeffkients cités, ce polycopié ne saurait regrouper toutes les particularités de chacun des états membres de I’EIER. Les étudiants sont donc incités à rechercher les informations relatives à leur propre pays et à adapter le contenu de ce cours.

Par ailleurs, ce cours est accompagné d’exercices d’applications, voire de mini-projets, qui permettent d’appliquer et d’approfondir notamment les techniques de dimensionnement. Ces exercices sont fournis durant l’enseignement et constituent une étape importante de l’assimilation des concepts de l’hydrologie urbaine.

Enfin, nous “%k&r&.s sur la nécessité, pour lYingénj+r~ impliqué dans un projet. : ‘-, .I . p d’assainissement pluvial, + de pratiquer le terrain afin de mieux cerner les écoulements naturels, de rechercher des

informations hydrologiques complémentaires (niveau de crues historiques). En effet, l’hydrologie n’est pas une science exacte et peut parfois, par manque d’informations pertinentes, conduire à des résultats entachés de fortes incertitudes.

+ de rencontrer les personnes susceptibles d’être impliqués dans la vie des ouvrages (service voirie, services de maintenance, usagers.. .) : la dimension urbaine et sociologique d’un projet d’assainissement doit être une composante conduisant à mieux intégrer tous les ouvrages dans la ville.

EIER - Ecole Inter-Etats dkgénieurs de l’l%@pew RI,& François-Noël CRES

Hydrologie Urbaine Quantitative - Assainissement P!wial 1

SOMMAIRE

1. PRINCIPE ET HISTORIQUE DE L’ASSAINISSEMENT . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 4

II. LA PLUIE ................................................................................................... 7

11.1. NAISSANCE DE LA PLUIE ......................................................................... 7

11.2. CONNAISSANCE DE LA PLUIE .................................................................. 8

11.3. MÉCONNAISSANCE DE LA PLUIE ........................................................... 10

11.4. LES PLUIES EN HYDROLOGIE URBAINE ................................................. 10 lL4.1. Les pluies historiques ...................................................................................... 10 H.4.2. Les pluies de projets ........................................................................................ 11

II.4.2.1. Pluie à intensité constante ........................................................................... 11 11.4.2.2. Pluie de Keifer et Chu ................................................................................ 11 11.423. Piule double triangle ...................... ............................................................ 12 11.4.2.4. Pluie double trapèze de Bemmo .................................................................. 14

III. EVACUATION DES EAUX PLUVIALES : LES RESEAUX.. .......... .15

III. 1. DIMENSIONNEMENT DES CANAUX ET CONDUITES ................................ 15 HI.l.l. Principe du dimensionnement ...................................................................... 15 HI.1.2. Rappels d’hydraulique a surface libre .......................................................... 15

III. 1.2.1. Classification des écoulements à surface libre ............................................ 15 III. 1.2.2. Ecoulement permanent uniforme ............................................................... 16 III. 1.2.3. Ecoulement permanent graduellement varié. .............................................. 16 III. 1.2.4. Ecoulement permanent rapidement varié ................................................... 17 III. 1.2.5, Ecoulement non permanent ....................................................................... 17

HI.l.3. Caractéristiques d’un dimensionnement ...................................................... 18 111.1.3.1. La pente.. .................................................................................................. 18 III. 1.3.2. La section d’écoulement ........................................................................... .22 III. 1.3.3. La nature du revêtement ........................................................................... .23

IH.1.4. Principe du calcul en régime uniforme ......................................................... 25 lH.1.5. Principe du calcul en régime non permanent . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 26

111.2 DEBIT MAXIMUM A L’EXUTOIRE D’UN PETIT BASSIN VERSANT ............ 27 llL2.2. La méthode rationnelle ................................................................................. 27

IIL2.2.1. Principe.. ................................................................................................... 27 III.2.2.2. Le coefficient de ruissellement ................................................................. .27 111.2.2.3. L’intensité de la pluie ............................ .................................................. .30 III.2.2.4. Le temps de concentration ........................................................................ .33 III.2.2.5. La période de retour.. ................................................................................ 36 III.2.2.6. Amélioration de la méthode rationnelle ..................................................... 36 111.2.2.7. Mise en œuvre de la méthode rationnelle ................................................... 37 III.2.2.8. Limites de la méthode rationnelle ............................................................. .39

lH.2.3. La méthode superficielle (Formule de Caquot) ............................................ 40 111.2.3.1. Principe ..................................................................................................... 40 III.2.3.2. Coefficients de la formule de Caquot ......................................................... 41

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III.2.3.3. Cahl de la pente.. .................................................................................... 42 III.2.3.4. Calcul du coefficient de ruissellement. ..................................................... .43 III.2.3.5, Calcul de la surface .................................................................................. .43 III.2.3.6. Mise en œuvre de la méthode de Caquet .................................................. .43 III.2.3.7. Limites de la méthode de Caquot .............................................................. .45

111.3. HYDROGRAMME A L’EXUTOIRE D’UN PETIT RASSIN VERSANT ............ 46 IU.3.1. Modèle simple issu des formules précédentes ............................................... 46 TIl.3.2, Mnddeo à réwrvnir .............. ................................................. 46

111.3.2.1. Rappels d’hydrologie ............................................................................... .46 111.3.2.2. Les fonctions de production ...................................................................... .48 111.3.2.3. Les fonctions de transfert .......... ................... .................... ..... ........ ...... .50

111.4. HYDROGRAMME A L%XUTOIRE D’UN GRAND ~SEAU.. .................... .53 III.4.1. Approche symbolique d’un réseau ............................................................... 53 III.4.2. Connaissance d’un Qmar sur chaque bassin Versant .................................... 54 IIL4.3. Connaissance d’un hydrogramme sur chaque bassin versant.. .................. .54

111.4.3.1. Méthode du time-offset ............................................................................ .55 III.4.3.2. Modèle à réservoir.. ................................................................................... 55 III.4.3.3. Modèles en régime non permanent ........................................................... .56

111.5. BILAN SUR LES DIFFÉRENTS MODÈLES ................................................ 57

IV. CONTRÔLE DES EAUX PLUVIALES : LES TECHNIQUES ALTERNATIVES . . . . . . . ..~................................................................................. 58

Iv.1 INTRODUCTION : CONSÉQUENCES D’UNE URBANISATION RAPIDE .,....,. 58

IV.2. LESBA~NSDERÉTENTI~N ................................................................ 61 IV.2.1. Présentation ................................................................................................... 61 IV.2.2. Bassin en eau - bassin sec .............................................................................. 61 JIV.2.3. Bassin endigué - dépression naturelle .......................................................... 62 IV.2.4. Bassin étanche - bassin d’infiltration ........................................................... 62 IV.2.5. Bassin enterré - bassin ouvert ....................................................................... 62 IV.2.6. Avantages et inconvénients des bassins ........................................................ 63 IV.2.7. Dimensionnement des bassins ....................................................................... 63

IV.2.7.1. Méthodes simplifiées ............................................................................... .63 IV.2.7.2. Méthodes de simulation (méthodes complètes). ........................................ .68

IV.2.8. Aspects qualitatifs .......................................................................................... 71

IV.3. LES smucmms RÉSERVOIR ENTERRÉES . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 72 IV.3.1. Présentation ................................................................................................... 72 IV.3.2. Les tranchées ................................................................................................. 72

IV.3 2.1. Présentation ............................................................................................. .72

IV.3.2.2. Les avantages et inconvénients des tranchées ........................................... .73 IV.3.2.3. Critères de choix d’une tranchée .............................................................. .73 IV.3.2.4. Dimensionnement d’une tranchée ............................................................. .74 IV.3.2.5. Dimensionnement d’un orifice ............... ........................................ ....... .76

IV.3.3. Les citernes .................................................................................................... 77

IV.4. LES STRUCTURES &SERV~IR OUVERTES ............................................ 79 IV.3.1. Présentation ................................................................................................... 79

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N.4.2. Les fossés ......................................................................................................... 79 IV.4.2.1. Présentation .... ........................................................................................ .7!? IV.4.2.2. Les avantages et inconvénients des fossés ............................................... 80 IV.4.2.3. Critères de choix d’un fossé ...................................................................... 80 IV.4.2.4. Dimensionnement d’un fossé .......................... ........................................ .8 1 IV.4.2.5. Dimensionnement d’un orifice de vidange ............................................... .82

IV.5. ~ESPUITSD'IN-F'ILTR4TION ................................................................ 83 TV 5 1. Pr&vtatFnn ... ... . ..-.--.-..-.^..^....--*.---...--.......--...........~.....~..............* ............... 83 n7.5.2. Avantages et inconvénients des puits ............................................................ 84 IV.5.3. Critères de choix d’un puits .......................................................................... 84 IV.5.4. Dimensionnement d’un puits ........................................................................ 85 . N.5.5. Lutte contre le colmatage .............................................................................. 87

Iv.6 LESTOITURESSTOCKANTES ............................................................... 88

IV.7. LESCIIAUSSÉESÀSTRUCTURESRÉSERVOIRS ...................................... 89

V. ASSAINISSEMENT ET SITUATION AFRICAINE ............................ 90

V. l. DOMAINEGÉOGRAPIIIQUEETCLIMATIQUE ........................................ 90

V.2. DOMAINETECHNIQUE .......................................................................... 91 V.2.1. De façon générale ............................................................................................ 91 V.2.2. Au niveau collectif (domaine public) .............................................................. 91 V.2.3. Au niveau des concessions (domaine privatif,) ................................................ 92

v.3. DoMAINELIÉÀL'OCCUPATIONDUSOLET A L'URBANISATION............9 2

V.4. DOMAINESOCIOCULTUREL .................................................................. 93

V.5. DOMAINEINSTITUTIONNEL .................................................................. 94

V.6. DOMMNEÉCONOMIQUEETFINANCIER ................................................ 95

BIBLIOGRAF’HIE . . . . . . . ..~.~.~.........~.~....................~.......~...~..~......~....~....~.......... 97

ANNEXES ..................................................................................................... 100

AMI~NAGEMENTDELAVOIRIEET EVACUATION DESEAUXPLUVEALES.... . 101 .

RÉTENTI~NDE~EAUXPLU~IALES .............................................................. 115

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Hydxologie Urbaine Quantitative - Assainissement Pluvial 4

1. PRINCIPE ET HISTORIQUE DE L’ASSAINISSEMENT [Chocat, 19973

Ce cours concerne les techniques de prise en compte des eaux pluviales en milieu urbain En conséquence, il exclut la prise en compte des eaux usées. Les techniques (réseaux ou autres) dont nous parlerons seront donc exclusivement de type séparatif et destinés à ne prendre en compte que les eaux pluviales et les modèles utilisés ne pewm: s’appliquer qu’au il&cti tirbain. Cependant, qu’il s’agisse des eaux pluviales ou usées, du milieu urbain ou rural, les principes hydrauliques et hydrologiques utilisés restent les mêmes et l’étudiant pourra aisément extrapoler pour passer d’un domaine a l’autre.

L’assainissement en milieu urbain a tout d’abord concerné les eaux usées, et visait donc à rendre « sain » l’environnement urbain, et l’apparition de ces premières techniques pouvait servir à évacuer également les eaux pluviales via un réseau ; mais cela n’était pas leur fonction première. On a retrouvé des traces de ces réseaux dans des civilisations très anciennes ( en Inde, en Egypte, à Byzance, en Amérique du Sud -Mayas-) et plus près de nous, à Rome, où le « Cloaca Maxima » drainait les eaux de Rome.

Puis, pour ce qui est de i’Europe, ces techniques et technologies ne se sont guère développées jusqu’à la fin du moyen age. A cette époque, certaines villes commencent à prendre de l’ampleur, en terme d’urbanisme (densification et extension de l’habitat) et en terme d’habitants (concentration humaine qui s’accroît), et la technique du « tout à la rue » n’est plus satisfaisante : les eaux usées sont versées à la rue et les pluies permettent leur évacuation par les ruisseaux et talwegs naturels. En France, dès 1350, est publié le premier texte de police visant à réglementer l’assainissement. Il s’agit essentiellement de la construction de fosses d’aisance.

Durant la première moitié du XIX@ siècle, les égouts sont mis en place afin d’assainir les rues, c’est-à-dire évacuer les déchets qui les encombrent, notamment les eaux usées domestiques qui continuent d’&re rejetées à la rue ou bien stockées dans les fosses d’aisance régulièrement vidangées pour ce qui est des quartiers les mieux lotis. Les grandes épidémies de peste à Paris de 1832 (18400 morts, soit 1/43 de la population parisienne) et de 1848 entraînent une prise de conscience de la nécessité d’un assainissement efficace et extensif Parallèlement, les problèmes d’odeur nauséabonde provoquée par les eaux usées semblent accentuer cette prise de conscience, et le développement des réseaux d’adduction en eau multiplie les volumes d’eaux usées en ville. Le concept hygiéniste de l’assainissement est donc né de cette évolution. Le premier réseau moderne est construit à Hambourg en 1843 et toutes les grandes villes sont peu à peu équipées d’un réseau dont le dimensionnement s’établit sur des règles plus ou moins empirique vis à vis des apports pluviaux. Ainsi, en 1830 à Paris, les égouts sont dimensionnés en considérant une pluie de 41mm en 1 heure, règle élaborée par Dupuit ; en 1857, Belgrand propose 42 Iitres/seconde/hectare.

La philosophie de ces réseaux, unitaires de conception, est d’éloher le D~US vite et le D~US loin Dossible les eaux, qu’elles soient usées et pluviales. Ce principe permet d’associer au concept hygiéniste précédent le concept sécuritaire qui vise à lutter contre les inondations en milieu urbain Cependant, dès le début du XX!& siècle, il apparaît des perturbations du milieu naturel au droit des rejets des réseaux ; la pollution atteint des niveaux importants et se traduit

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Hydrolo@e Urbaine Quantitative - Assainissement P1uvia.l 5

notamment par des mortalités piscicoles importantes et une dénaturation des cours d’eau. Ainsi germe l’idée des réseaux séparatifs permettant de collecter séparément les eaux usées et pluviales, les premières pouvant &re traitées et les deuxièmes rejetées directement au milieu naturel, car réputées non polluées, Ce concept environnementaiiste introduit donc dans l’assainissement la prise en compte de l’impact sur le milieu naturel. L’idée originale du réseau séparatif était d’ailleurs plutôt d’un réseau pour les eaux usées et d’un écoulement en majorité superficiel pour les eaux pluviales. D’où un gain global : l économique, puisque la taille des réseaux est diminuée, les volumes et débits d’eau usée

&ant moindres ; 0 environnemental, puisque le milieu naturel est protégé. En fait, c’est bien un double réseau qui est souvent mis en place (car les gens acceptent mal de « patauger » quand il pleut), avec de multiples branchements incorrects (eaux usées sur le réseau pluvial et inversement), ce qui entraîne de nombreux dysfonctionnements et des coûts qui sont au contraire augmentés. Par ailleurs, la transposition de cette doctrine en milieu périurbain conduit à étendre à l’extrême les réseaux afin de recueillir toutes les eaux usées en vue de leur traitement.

A partir de la deuxième moitié du mk siècle, l’exode rural s’accélère et la population en Europe devient majoritairement urbaine. Les réseaux, conçus au début du siècle, sont concentrés dans les vieux centres urbains, souvent près des rivières et fleuves qui servent d’exutoires. Deux phénomènes viennent perturber leur fonctionnement : l la densifïcation de l’urbanisme entraîne un accroissement des débits et quantités d’eau à

évacuer (plus d’eau à évacuer car plus de surfaces imperméables) ; l l’extension urbaine entraîne le raccordement au réseau existant (car menant à un exutoire

naturel) de zones récemment loties, ce qui augmente encore les volumes et débits à évacuer.

Ainsi, pèse sur de vieux réseaux, dans des zones sensibles car en centre ville (population importante et centre économique dynamique), la charge d’évacuer des quantités d’eau croissante. Cette contradiction éclate au grand jour lors d’inondations catastrophiques et mortelles, notamment à Nîmes en 1988.

Il apparaît alors clairement qu’on ne peut prendre ainsi en charge les eaux pluviales dans un réseau qui doit atteindre, pour remplir son offke, des dimensions trop importantes, économiquement ruineux, et susceptibles d’être à nouveau dépassées dans quelques dizaines années. Par ailleurs, le concept environnementaliste se manifeste à nouveau dans la mesure où on s’aperçoit que les eaux pluviales sont loin d’être inoffensives pour le milieu naturel : elles se chargent en polluants lors de leur traversée de l’atmosphère polluée par l’activité humaine, lors de leur ruissellement sur les surfaces urbaines où s’accumulent des éléments organiques, métalliques, plastiques, etc.. . de toutes natures et lors de la remise en suspension des matières décantées dans les réseaux. Il faudrait donc aussi dépolluer toutes les eaux pluviales avant leur rejet dans le milieu récepteur. Cela apparaît très diffkile.

Le principe même d’évacuation totale des eaux pluviales est alors remis en cause, et est remplacé par un principe ‘rétention et infiltration -ou restitution à l’exutoire à débit limité’. Il s’agit de techniaues dites alternatives quand elles remplacent totalement le réseau, dites compensatoires quand elles viennent corriger les insuffkances du réseau. La première terminologie sera employée dans ce polycopié.

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Hydrologie Urbaine Quantitative - Assahissemem Pluvkl 6

On peut remarquer que i’assainissement des ea.ux usées a suivi la même piste avec la suppression des réseaux en milieu périurbain et rural au profit des techniques dites d’assainissement autonome.

Ce cours développe les deux grandes stratégies possibles de l’assainissement pluvial : + l’évacuation des eaux par un réseau

. évaluation des débits à évacuer l modéhsation des écoulements m dimensionnement des réseaux

+ le contrôle des eaux pluviales par les techniques alternatives . description des différentes techniques . évaluation des volumes à stocker

Par ailleurs, ce cours ne concerne que l’aspect quantitatif de l’hydrologie urbaine (estimation des débits et volumes). Les aspects qualitatifs, qui sont désormais un élément capital de la gestion des ouvrages d’assainissement des eaux pluviales dans les pays développés, ne sont pas abordés ici.

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II. LA PLUIE

II.1. NAISSANCE DE LA PLUIE La pluie naît du refroidissement de masse d’air dont la vapeur d’eau va se condenser. Ce refroidissement est généralement issu d’une détente de l’air (baisse de sa pression) par &g&,n+;~n Ae l’n;e. /la ,h-.,‘4r.- rl:-:.s.., ^TI?.,. l’-iA:A-,A-.\ _ ________-- -. _” 1 ““*du”*,. On peut distinguer 2 &+rtdes catégories de pluie : + Pluie de frontogénèse : elles sont issues du déplacement sur de vastes étendues de masse

d’air qui vont donc rencontrer d’autres masses d’air et créer des fronts froids ou chauds selon que l’air en déplacement est plus froid ou plus chaud que l’air en place.

Front Froid Front Chaud

j?g, II. 1.a. Front froid et Front chaud

Ces pluies s’étendent sur des dizaines de kilomètres et peuvent durer, en un point donné, plusieurs dizaines d’heures. Les pluies sont généralement peu violentes en intensité, sauf pour les fronts froids qui peuvent parfois entraîner des précipitations plus violentes.

+ Pluie de convection : elles proviennent d’un réchauffement local et relativement rapide de l’air, qui, devenant plus chaud que l’air ambiant, donc plus léger, monte et se détend au fur et à mesure. Ce phénomène donne naissance à des nuages bourgeonnants, depuis les cumulus pour ce qui est des convections faibles jusqu’au cumulonimbus pour les plus importantes. On assiste alors à des orages plus ou moins violents qui peuvent générer des intensités pluviométriques très importantes et dévastatrices.

Cumulonimbus

jig. II. 1.2. Pluie convective ou Orage

Un orage est d’étendue faible (cercle de quelques kilomètres de diamètre) et dure au maximum quelques heures.

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Tous ces types de pluies peuvent entra2ner des inondations en milieu urbain. Dans le premier cas (pluies de frontogénèse), les eaux proviennent du ruissellement sur des bassins versants étendus et la ville est inondée par débordement des cours d’eau. Ces inondations sont souvent prévisibles à moyen terme et la lutte contre ces phénomènes commence souvent par l’aménagement du milieu rural etiou la construction de digues pour limiter l’envahissement des zones sensibles. Dans le deuxième cas, la pluie touche directement la ville etfou sa périphérie et le IUlSSellemenx St: UeVelOppt; UtilS It: Illllltll UIUdlll. lJ3 UCldlS UC ~IGVl~lUll~ 5UllL GAUGlllGIllGIIL

courts, voire inexistants, et la lutte contre ce type d’inondation passe par les techniques d’assainissement pluvial et d’aménagement urbain. C’est dans ce deuxième cadre que s’inscrit ce cours.

11.2. CONNAISSANCE DE LA PLUIE On estime les précipitations en mesurant les quantités d’eau qui parviennent dans les appareils que sont les pluviomètres et les pluviographes ; les premiers permettent d’obtenir un cumul généralement journalier alors aue les seconds permettent de connaître les précipitations avec un pas de temps plus fin (quelques minutes). Historiquement, les pluviomètres sont apparus les premiers, la technologie étant plus simple, et on dispose de longues séries pluviométriques de cumuls journaliers. Par contre, ces informations journalières sont de peu d’utilité en hydrologie urbaine car comme on l’a vu au chapitre précédent, les pluies qui nous intéressent ne dépassent pas quelques heures et nous avons besoin de connaître finement la structure de la pluie pour mieux modéliser le ruissellement, donc mieux prévoir ses conséquences. Heureusement, les mesures par pluviographes en milieu urbain se sont mises en place depuis une trentaine d’années et on peut disposer maintenant de données intéressantes.

Dans les deux cas, ces appareils mesurent les précipitations qui parviennent dans une bague de quelques centaines de cm2 et la connaissance de la pluie sur une surface plus importante doit faire appel à des techniques d’interpolation. Citons quand même le radar qui permet, après calibrage, d’appréhender en temps réel les précipitations sur d’importantes surfaces.

La pluie est considérée comme un phénomène aléatoire et l’exploitation des informations pluviographiques est statistique. A partir des maxima annuels pour différentes durkes, on bâtit des courbes dites ‘courbes IDF’ (courbes Intensité-Durée-Fréquence) qui permettent d’estimer une intensité moyenne 1, pendant une durée D, avec une fréquence F (donc une période de retour l/F). Ces courbes ont l’allure indiquée sur la figure 11.2.a.

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I-Iq-drologie Urbaine Quaofitative - Assainissement Pluvial

x Durée

Jig. 11.2.a Courbes IDF

On peut réaliser différents ajustements numériques sur ces courbes. En France, le plus utilisé est celui de la formule de Montana :

, k

Où i(t,F) est l’intensité moyenne pendant la durée t avec une fkéquence F a(F) et b(F) des coefficients d’ajustement

Remaraue : L ‘attention du lecteur est attirée sur les digérentes présentations de cette formule selon les auteurs au niveau du coeficient b et des unités utilisées. Coeficient 6 : afin d’assurer la décroissance des courbes, ce coeficient est négatif. De façon classique, on pourra trouver par exemple les valeurs suivantes : kIlle de Bamako ; pour t>2h et F=O. I (période de retour 10 ans) ; a-55.7 et b--0.9. On pourra aussi trouver le coefficient b> 0 (par exemple ici b=O. 9) et il est alors sous- entendu que la formule à appliquer doit être i(t, F) = a(F) twbtF).

D ‘autres auteurs écrivent une formule équivalente h(t, F) = a(F) tbfF) où h(t, F) est la hauteur de pluie cumulée pendant la durée t (on parle alors de courbes Hauteur-Durée- Fréquence HDF). On a la relation :

h(t, F) = i(t, F) x t = a(F) t b(F) x t = a(F) t b(F)+1 = a(F) tblcF) avec b’ (F) = b(F) + 1

et ces mzmes auteurs proposent alors directement le coeficient que nous avons appelé b ‘(F) qui lui est généralement positif. Unités : on peut utiliser d#‘érentes unités pour i et t ; classiquement, 2 systèmes cohabitent :

ienmm/h et tenmn ou i en mm/mn et t en mn mais on peut trouver d ‘autres systèmes selon les sources.

Ces remarques doivent inciter les projeteurs à ne pas utiliser de façon brutale les coeficients issus dë la bibliographie sans une réflexion sur leur signification.

Il existe une étude de 1984 (CIEH, 1984) fournissant les coeffkients a et b pour la plupart des grandes villes d’Afrique francophone.

Il existe d’autres ajustements mathématiques dont les plus répandus sont :

. EIJZR - Ecole Inter-Etats d’Ing&ieurs de 1’Equipement Rural François-Noël CRES

Hydrologie Urbaine Qnantitative - Assainissement Piuvial 10

Formule de Talbot : i(t, F) =. WY t-h(F)

Formule de Keifer et Chu : i(t, F) = a(F)

tbCF) -d(F)

11.3. MECONNAISSANCE DE LA PLUIE Il faut rester prudent au regard de la validité des ajustements statistiques précédents. Primo, ils ne sont valables que localement, à la station où sont réalisées les mesures. L’influence de micro climats et/ou l’hétérogénéité spatiale de la pluie peuvent fortement différencier les ajustements entre 2 stations relativement proches. Par exemple, la très violente pluie du 3 octobre 1988 à Nîmes (France) enregistrée en plusieurs endroits du bassin versant de 4500 ha avait, pour des durées allant de 2 à 6 heures et par rapport à la station de référence de Nîmes-Courbessac, des périodes de retour variant de 80 à plus de 5000 ans ! [Desbordes & ai, 19891.

Secundo, ils sont très dépendants de l’échantillon de calage, notamment de la longueur de la période de mesures. On considère que pour estimer correctement une intensité de période de retour de 10 ans, il faut disposer d’au moins 20 ans de mesures et ce type de précaution ne peut empêcher l’incertitude. Par exemple, des ajustements réalisés à la station de Montpellier Belair (France) sur deux périodes différentes 1920-1971 et 1920-1980 ont donné les résultats sensiblement identiques pour des périodes de retour de 30 ans pour la première série et de 10 ans pour la seconde. C’est-à-dire qu’une même pluie à une période de retour qui varie du simple au triple selon la période d’ajustement. Ce phénomène est dû à deux orages très violents survenus en 1979 qui ont quelque peu bouleversé les ajustements.

Tertio, la notion de période de retour n’est pas associée à une surface, mais à un seul point de mesure. Alors, un réseau de drainage avec une protection de 10 ans par exemple, donc avec des désordres devant se produire en moyenne 1 fois tous les 10 ans, pourra voir ces désordres apparaître plus souvent, mais en des points différents du réseau. En effet, la ville s’agrandit et avec elle, le risque d’observer un orage plus que décennal sur cette surface.

11.4. LES PLUIES EN HYDROLOGIE URBAINE La protection du milieu urbain face au ruissellement pluvial implique le dimensionnement d’ouvrages. Ce dimensionnement se réalise en choisissant une pluie et en évaluant le ruissellement qui en résulte. Ce paragraphe aborde le choix de la pluie.

11.4.1. LES PLUIES HISTORIQUES Il s’agit de dimensionner les ouvrages de protection face à une pluie qui a été observée et mesurée. On choisira bien sûr une ou des pluies parmi les plus violentes enregistrées, et ayant provoqué un maximum de dégâts. Cette technique ne peut être mise en œuvre que si l’on dispose effectivement de mesures. Par ailleurs, un de ses inconvénients est souvent la diffkulté de pouvoir associer une période de retour à la pluie, et donc, d’afficher une protection associée à une période de retour.

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Hydrologie Urbaine Quantitative - kainissement Pluvial 11

11.4.2. LES PLUIES DE PROJETS Il s’agit d’élaborer une pluie fictive contre laquelle on dimensionnera les ouvrages de protection. L’élaboration de cette pluie synthétique pourra être associée a une période de retour. La variation de la pluie dans le temps s’appehe ~m hyétogramme.

IL4.2.1. fiuIEAINTENSITECONSTANTE I! e’-&t Aç. 1~ ylliie 1~ yhtr chyle ?II~ i’nn pIlisse: envisager. Après le choix d’une fréquence - -‘o’- - . d’apparition (ou d’une période de retour) et d’une durée d’averse, les courbes IDF permettent d’en déduire une intensité moyenne constante sur la durée choisie.

t Intensité

i . Intensité constante

Temps

+ Durée de la pluie -+ r

fig. II.4.2.1. Pluie de projet à intensité constante

U-4.2.2. PLUIEDEKEIFERETCHU Dans un premier temps, on considère tout d’abord une pluie dont le maximum d’intensité se produit au début de la précipitation. Ensuite, pour chaque durée t de la pluie, on associe une intensité moyenne calculée à partir des courbes IDF (ce qui implique qu’on ait choisi une période de retour).

T Intensité

f- Duréet

& II.4.2.2.a.. Etape 1 de lupluie de projet dk Kei$er et Chu

On peut écrire

D’où

t. I Oi(~)d~=iw,,(t,F)~t or i,,(t,F)=a(F)tbCF)

I t i(z) dz = a(F) t b(F) x t = a(F) t b(F)+1 0

En dé-rivant de part et d’autre $(ili(r)d?j=i(t)=$(a(F)tb’i?il)=a(F) [b(F)+l]tbCF)

Ce qui permet de calculer les intensités associées à chaque durée t.

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!2

Dans un deuxième temps? on considere que la pluie se déroule en 2 périodes : une période où l’intensité augmente jusqu’à un maximum, et au-delà une période où l’intensité décroir. La duree de ces deux périodes est dans un rapport r. Ainsi, quand on reprend l’intensité caicu!ée précédemment par une courbe IDF, on obtient la plüie suivante :

4 ,Intensite I

ft--+

fig. II. 3.2.2. b. Pluie de projet de Keifer et Chu

Le hyétogramme est dit avancé si O< r cO.5, centré si 1~0.5 et retardé si 0.5< r <1. La première étape décrite dans ce processus correspond à r-0. Keifer et Chu ont proposé la valeur t=O.5 à la suite de l’analyse de séries pluviométriques. Cependant, il semblerait que r ait une répartition uniforme entre 0 et 1 d’où la moyenne observée à 0.5 ; cette valeur n’aurait donc pas une probabilité d’occurrence plus élevée que les autres. Signalons les travaux de [Bemmo & al, 19931 sur les pluies de Yaoundé (Cameroun) qui ont abouti à une valeur 1=0.34.

Par ailleurs, cette construction conduit à un hyétogramme de période de retour supérieure à la période de retour T choisie (T=UF) puisque quelle que soit la durée t prise dans l’averse, on observe cette période de retour T alors que dans une averse réelle, on observe généralement que plus t augmente et plus T diminue.

X1.4.2.3. PLUIE DOUBLE TRIANGLE Ce sont des pluies de projet, développées par Desbordes, constituées de 2 parties triangulaires qui correspondent à une période de pluie intense encadrée par une période de pluie plus faible. Ces 2 périodes peuvent avoir des périodes de retour différentes et la pluie peut être symétrique ou non. Cette forme est inspirée du fait que les pluies engendrant des dysfonctionnements dans les réseaux d’assainissement sont généralement constituées d’une période de pluie intense, période encadrée par une pluie moyenne de quelques heures, configuration qui contribue à saturer les capacités de stockage du réseau avant l’arrivée de la pluie maximale.

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Hydrologie Urbaine Quantitative - Assainissement Plwial

temps b

t1 t2 13

Jig. II. X2.3, Plzde de projet ‘double triangle ’ de Desbordes

Chocat a propose un calcul simplifié de cette pluie en prenant comme hypothèse : - même période de retour tout le temps - hyétogramme symétrique

intensité

Période intense

// L temps

13

t1 f2 t3

$g. 11.4.2.3. Pluie de projet ‘doLrble triangle ’ de Chocat

Cette pluie est caractérisée par les valeurs : - tr = instant du début de la période intense - t2 = instant du maximum - t3 = fin de la pluie - it = intensité du début de la période intense - iz = intensité maximale

Soit K le temps de retard (ou lag-time ; ce paramètre sera approfondi au paragraphe III.2.3. sur les fonctions de transfert) du bassin versant où on simule la pluie, les temps caractéristiques du hyétogramme sont ainsi estimés :

tr=2.25 K t2=2.5 K t3=5 K

Soient Hr la hauteur précipitée pendant la durée t3 : H, (t3, F) = a(F) ti(F)c1 et la période de pluie intense qu’on peut écrire : t3 - 2 tr Alors Hz la hauteur précipitée pendant la période intense s’écrit : H, = a(F) [ts - 2 t, ]b(FJ+l

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= écoukment non uniforme quand les caractéristiques hydrauliques d’une section d’écoulement à une autre varient.

Qn distingue généralement les écoulements : + permanents uniformes (on parle alors d’écouiemexs uniformes) ; + permanents non uniformes ;

m graduellement variés (on parle alors d’écoulements graduellement varies) si les caractéristiques hydrauliques varient lentement d’une section à l’autre ; . rapidement variés (on parle alors d’écoulements rapidement variés) si les

caractéristiques hydrauliques varient rapidement d’une section à l’autre ; + non permanents et non uniformes (on parle alors d’écoulements non permanents ou

transitoires) quand les caractéristiques hydrauliques varient dans le temps sur une section donnée et dans l’espace d’une section à l’autre.

Remaraue L ‘écodement non permanent unijorme ne s ‘observe guère G%I~S la nature

I11.1.2.2. ECOULEMENTPERMANENTUNIFORME L’équation généralement retenue est celle de Manning-Strickler qui s’écrit :

Q : débit K, : coefficient de Strickler ; ce coefficient peut aussi s’écrire K,=l/n où n est

alors le coefficient de Manning. s : section d’écoulement RH : rayon hydraulique 1 : pente du fond

En écoulement uniforme, la pente de la ligne de charge J est égale à la pente de la ligne du fond 1. Cet écoulement se produit sur des biefs prismatiques sufisamment longs et quand le débit qui y circule est constant.

III.l.2.3. ECOULEMENTPERMANENTGRADIJELLEMENTVARIE L’équation différentielle d’ordre 1, équation dite de la ligne d’eau, modélise ce type d’écoulement :

I- Q’

dY I-J -=-= K;S’Rz

dx l-Fr2 1 Q*B -- gs3

où

Y : profondeur de l’eau 1 : pente du fond Fr : nombre de Froude Ks : coefficient de Stri&er B : largeur au miroir

x : variable d’espace J : pente de la ligne de charge Q : débit s : section d’écoulement e: : accélération de la pesanteur

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~@rologie Urbaine Quantitative - Assainissement Pluvial 17

1: n’existe pas de solution anafytique générale à cette équation et sa résolution doit être numérique (interpolation de la ligne de charge, methode de kmge-Kutta c ..). La perte de charge J est aQproximee par celle du régime uniforme correspondant. Cet écoulement se produit quand le débit est constant et que les variations de sections ou de pente le long de I’écoulement sont progressives.

III.l.2.4. ECOULEMENTPERMANENTRAPIDEMENTVARIE Il correspond à une brusque variation de section (vanne, ouvrage particulier . . .), de pente (chute, seuil . .) ou de la hgne d’eau (ressaut). On considère généralement que sa localisation est ponctuelle dans l’espace et chacune de ces singularités peut être gérée par une équation :

l soit l’équation d’Euler si les dissipations d’énergie sont importantes (écoulements généralement divergents) ;

0 soit l’équation de Bemoulli dans le cas contraire (écoulements généralement convergents).

Ces équations permettent de calculer des « sections de contrôles H qui correspondent au calcul de hauteurs d’eau caractéristiques atteintes par l’écoulement. Entre 2 écoulements rapidement variés, on peut calculer la ligne d’eau par l’équation précédente (écoulement graduellement varié) dans la mesure où le régime reste permanent.

111.1.2.5. EC~ULEMENTNONPEFMANENT Les équations qui modélisent ce type d’écoulement sont celles de Barré de Saint-Venant. Pour un écoulement ID et en supposant nuls les apports latéraux (cas général pour ce qui est de l’écoulement dans un tronçon de réseau d’assainissement), elles s’écrivent :

équation de continuité

% +gx=g(l-J)

équation dynamique

Q : débit s : section d’écoulement Y : profondeur de l’eau 1 : pente du fond J : pente de la ligne de charge g : accélération de la pesanteur x : variable d’espace t : variable de temps V : vitesse moyenne de l’eau dans la section d’écoulement

Ces équations reposent sur un certain nombre d’hypothèses que nous ne développerons pas ici (voir le cours d’hydraulique à surface libre). Nous rappellerons simplement que la pente de la ligne de charge peut être approximée par la pente de la ligne de charge du régime uniforme. C’est le type d’écoulement que l’on observe en général dans un réseau d’assainissement dans la mesure où la pluie n’est pas constante, la géométrie des canaux et conduites est variable et les obstacles nombreux.

D’un point de vue hydraulique, on utilise habituellement deux hypothèses sur le régime hydraulique : soit le régime permanent uniforme, soit le régime non permanent.

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Assez étrangement, on ne dimensionne pas (à ma connaissance) un réseau à partir du régime intermédiaire entre les deux pr&éderrts : le régime graduellement varié (ce qu’on pourrait parfaitement faire). On peut peut-hre trouver une explication assez rationnelle : o Soit OTX fair des calculs hydrauliaues simules (souvent ‘à la main’j, c’est-à-dire qu’on

résout l’équation de Manning-Strickler pour chaque débit maximal (régime uniforme). C’est le cas le plus simple et la voie normale si on applique la méthode rationnelle ou la méthode de Caquot.

C’est aussi le cas des modèles à réservoirs. Il va sans dire que dans ce cas, certains logiciels dédiés à ces méthodes peuvent vous aider à réaliser cette démarche car les calculs ‘à la main’ des débits seraient trop fastidieux (mais les calculs de la résolution de l’équation de Manning-Strickler restent néanmoins simples à partir du débit maximal issu . des hydrogrammes).

+ Soit on fait des calculs hvdrauliaues comt$iqués (avec un logiciel), et dans ce cas, autant investir dans le modèle le plus général possible, c’est-à-dire le non permanent. Un logiciel traitant du permanent graduellement varié ne serait qu’un cas particulier du modèle précédent et son élaboration serait ‘presque’ aussi compliquée.

Cependant, localement et selon les besoins, le projeteur ne disposant pas d’un logiciel peut être amené à déterminer une ligne d’eau en régime graduellement varié pour la prise en compte de singularités dans le réseau (passage d’une route submersible par exemple).

III.1.3. CARACTERISTIQUES D’UN DIMENSIONNEMENT Le débit de projet Qmax permet de calculer un triplet de caractéristiques de la conduite ou du canal :

. la pente de l’ouvrage dans le sens de l’écoulement ; 9 la forme et les dimensions de l’ouvrage (la section) ; . La nature du revêtement de l’ouvrage.

Ces trois caractéristiques sont bien sûr interdépendantes et leurs calculs nécessitent qu’ils soient réalisés simultanément.

111.1.3.1. LAPENTE La pente de l’ouvrage est généralement dictée par la pente du terrain naturel. La pente va influer directement sur la vitesse de l’eau dans le r6seau.

+ Cas des fortes Dentes Une pente forte (> 5% environ) induira des vitesses importantes et des problèmes d’érosion des berges et du fond des canaux. Il faudra alors renforcer les parois de l’écoulement (béton, empierrements,. . .) ou aménager le profil longitudinal de façon à installer des ruptures de pentes. Les figures 111.1.3.l.b. et .c. illustrent ces propos notamment dans le cas de communautés à faibles revenus.

Pente corrigée ---m . . . .._.._.._._

.’ -.-..- . . . . . . _ .__.,__._

-yl.........- ~..:.~-yim,t~ y.,

Pente du terrain naturel

Jig III. 1.3.1. b. nzodgication de pente

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Hydrologie Urbaine QwntiWive - Assknisseme~t Pluvial

Section longitudinale

Coupe transversale

Pierres

__’

Section

ente d’origine lorsque es pieux ont été mis en

place. L’érosion modifie la pente

longitudinale

empêcher l’affouillement

Coupe transversale

Pieux en bois Gabions

$g. III. 1.2.I.c. aménagement de pentes raides [OMS, 19921

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Les vitrasses maximales tolérées (atteintes pour le débit nominal du projet) sont de l’ordre de 4m/s pour un réseau en paroi bétonnée, lmis pour des canaux creusés directement dans le soi en place. Dans ce dernier cas, cet ordre de grandeur pourra être précise par le tableau suivant.

Cailloux et galets 40 2.4 Couverture herbeuse. sols érodables 1.2

1 Couverture herbeuse, sols stables 1.8 Tub. III. 1.6.I.a. vitesses maximales admissibles dans les canaux non revêtus

[d’après OMS, 1992, p. SS]

Il faut noter le cas particulier des réseaux enterrés (conduites fermées) pour lesquels la vitesse maximale n’est pas celle atteinte à pleine section et où le réseau peut être en charge. Les calculs hydrauliques à effectuer sont alors laborieux essentiellement du fait de la forme des conduites (circulaire, ovoïde, .).

Si la conduite est en charge, on pourra considérer la vitesse à pleine section.

Si la conduite n’est pas en charge (ce qui est souvent le cas puisque les conduites sont choisies avec un diamètre industriel par excès), on peut en première approximation estimer la vitesse dans la conduite en calculant la vitesse à pleine section multipliée par un coefficient de l’ordre de 1.1. Pour plus de rigueur, on pourra utiliser la procédure suivante en ce qui concerne les conduites circulaires.

Soit Q le débit de projet. - On calcule le débit à pleine section Qps et la vitesse correspondante Vps (formule

de Manning-Strickler). - On calcule le rapport rQ = Q / Qps qui est reporté sur l’abaque qui suit et qui nous

dorme le rapport des vitesses rv = V / Vps d’où on déduit la vitesse réelle V. (dans l’exemple, rQ = 0.40 et rV = 0.95). L’abaque permet de déduire également la

hauteur d’eau qu’on aura pour le débit Q en multipliant le diamètre retenue par rH

- remarme : les coeflicients r ’ nous servir0lr.s pour les vitesses minimales.

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III. 1.61. b. Evaluation des caractéristiques hydrauliques en fonction du remplissage dkns un ouvrage circzdaire

[Satin, Selmi, 1999, p. 1981

4 Cas des faibles pentes Une pente faible (< 0.3% environ) induira :

m une dimension importante de la section d’écoulement. Il n’y a pas d’autres choix quand on ne peut pas sur-creuser le terrain.

m Des vitesses faibles et donc des risques de dépôts qui vont réduire la section d’écoulement et provoquer des exhaussements de la ligne d’eau (risque de débordement).

Dans ce dernier cas, on a intérêt à adopter des formes de section qui vont permettre d’accélérer l’eau pour les faibles débits (fig. III. 1.2.1 .a.)

iveau à faible débit

plantes rampantes Canal revêtu Canal non revêtu

j?g. III. 1.3.I.a. sections types de canal en terrain à faible pente d ‘après (OMS, 19921

Dans tous les cas, les vitesses minimales ne devront pas être inférieures à 0.4 m/s environ. Par ailleurs, la bibliographie laisse apparaître différentes approches en fonction du débit pour

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Flydmkqjie Urbaine Quantitative - Assainissement Pluvial 22

lequel on calcule cette vitesse. En France, on applique la règle suivante pour les réseaux d’eaux pluviales (ou unitaires) LIT, 19771 :

vitesse sup6rieure 10.011~‘s pour un debit égai 8 liP0 du débit nominal. D’autres approches proposent une vitesse minimale de lm!s pour le débit nominal. Cette deuxième façon évite de faire trop de calculs supplémentaires par rapport à la rkgle precédente. Dans le cas des conduites circuiaires, l’abaque précédente permet d’effectuer rapidement les calculs en considérant la valeur 0.1 (il10 du débit nominal) en abscisse qui nous permet de tirer immédiatement les rapports r’v et r’n .

III. 1.3.2. LA SECTION D’ECOULEMENT Il convient tout d’abord de réfléchir s’il est préférable d’installer un réseau à ciel ouvert ou enterré. Les réseaux en Occident sont la plupart du temps enterré, bien que certaines grandes villes disposent d’un réseau ouvert (Amsterdam par exemple). Ils présentent l’avantage de ne pas prendre de place en surface, et d’éviter les risques d’accidents (chutes dans les canaux).

Dans les pays à faible revenus, les réseaux à ciel ouverts sont préférables ; en effet, les systèmes‘fermés présentent les inconvénients suivants [OMS, 19921: 0 Ils sont plus onéreux à la construction ; l Il est plus difficile d’y contrôler les défauts de construction, la détérioration et les dépôts ; l Les techniques d’ingénierie sont complexes ; l La multiplication des moustiques est plus difficile à contrôler ; l Il peut se former des gaz susceptibles d’attaquer le béton.

Pour les réseaux ouverts, il convient de mettre en place des passerelles permettant l’accès des riverains à leur logis. Par ailleurs, les tronçons couverts sont inévitables (passage de carrefours routiers par exemple) ; il y a là un risque important de dysfonctionnement dans la mesure où des dépôts (parlons même d’encombrants) pourraient s’y accumuler et bloquer l’écoulement, provoquant des débordements. Une grille placée à l’entrée du tronçon couvert permet de limiter ce risque (à condition de nettoyer régulièrement cette grille, sinon elle pourrait constituer un obstacle majeure).

Signalons enfin que le manaue d’entretien du réseau ouvert constitue souvent la cause principale de son mauvais fonctionnement : il faut donc nettoyer régulièrement (au moins avant et après la saison des pluies) les caniveaux car la population a souvent tendance à considérer ces réseaux comme des décharges publiques.

Les formes de section généralement adoptées sont : 0 section circulaire pour les réseaux enterrés ; l section rectangulaire ou trapézoïdale pour les réseaux ouverts, avec des aménagements

comme on 1’ a vu par exemple en fonction de la pente.

Dans le cas des canaux trapézoïdaux (en y incluant les canaux rectangulaires), il y a plusieurs degrés de liberté pour le choix des dimensions permettant d’écouler un débit donné. En supposant que le fruit du canal soit impose, il y a de nombreuses combinaisons hauteur- largeur du canal qui peuvent satisfaire au problème. La section dite ‘hydrauliquement favorable’ peut constituer une solution intéressante, ou du moins une base de départ.

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L’objectif est de dimensionner le canal trapézoïdal en : 0 maximisant la section mouillee ‘S’ ; 0 mini.misant le périmètre mouillé ‘P’.

La section mouillée et le périmètre mouillé s’écrivent : [S=y[b+mYJ où y est la profondeur de l’eau

IP=b+2Yl/l+mz b est la largeur au plafond m le fruit

Pour un débit Q à faire circuler, quand on fait varier ‘b’, on fait varier la profondeur ‘Y’ de l’eau ; on a donc une fonction y(b). S et P s’écrivent alors de façon plus formelle :

i W(b), b) = y@) [b + my @N P(y(b),b)=b+2y(b)Jl+mz

On aura P minimal et S maximale quand les dérivées dS/db et dP/db s’annulent.

l ~=~(b+mY)+Yd@dbmy)=b~+mY~+y(l+-m$)

dS dy dy dY -= bz+mydb+y+myz=O soit db

1 bdy+2mydY+ydb=O[

dP zT=O

Equation (2) -+

Equation (‘1) -+

soit db + 2dyG =0 (2) LIzIxl

db = -2dyJl+ m2

bdy + 2mydy - 2ydy&+ m2 = 0

b+2my-2y&+m2=0

(0

pzx=T[ ou IY = 2(J&bm)l

I Alors S=yb+my2=2y2(&+m2-m)+my2=y2(2&+m2-m)

I , r I P=b+2ydl-t-m2=2y(Jl+m2-m)+2y~1+m2=2y(2J1+m2-m)

on a donc

la section hydrauliquement favorable correspond à

111.1.3.3. LANATUREDUJ!lEVETEMENT Généralement en béton pour les grands canaux, le revêtement peut être de différentes natures pour les plus petits canaux. Les figures suivantes illustrent différentes possibilités. Il est évident que d’un point de vue économique, le recours à des matériaux locaux doit être privilégié. La figure III.1.3.3. illustre ces propos notamment dans le cas de communautés à faibles revenus.

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Hydrologie Urbaine Quantitative - Assainisscmem Pluvial %4

Pierres d’un diamktre de 100 à 15Omm

D”a...,,,,, A,.., -I;..-Ar..^ 1, 11\ -- tous les 5m Barb&~es d’un diamètre de 1Omm tous les Sm

Parpaings ou briques de béton

NOTE :la dé%illance la plus fkkquente dans ce type de revêtement résulte de l’absence de barbacanes

NOTE : sur pentes abruptes, les pierres peuvent être revêtues d’une couche de ciment maigre ou d’un mélange de chaux et de sable

Canalisation en partie revhe

Canalisation rev&ue

jig. Ill. 1.3.3. revêtement de canaux [OMS’, 19921


Hydrologie Urbaine Quan”Ltative - AesaiGssement Pluvial 25

III.1.4. PRIXCPPE DU CALCUL EN REGIME UXIFORIME Le problème est relativement simple puisqu’on a l’équation de Manning-Strickler à résoudre :

l,C’ 1 Q=KsSR$

Le débit étant fixé, on a plusieurs ‘degrtis de liberté’. Généralement, on détermine le revêtement, la pente et la forme de la section rt on en déduit les dimensions de l’ouvrage. Une caiculette suffit. Le tableau suivant rappelle les formules de calcul des caractéristiques hydrauliques pour plusieurs formes de canaux.

Forme Profondeur 1 Surface Périm&re Largeur au RliYOIl Profondeur mouillé miroir hydraulique moyenne

g Y ey e+2y c t!V A Y

Iii!

&+2y

1 L+2yJl+mi y(f * w) Y (f + my>

+---a Y yWw9 f!+2my e+2y&+m2 e+2my &

w y 1

my Y v my2 2yJl+mz 2my 2JGz 2 m

@ Y 8 R(l-cos9) R2 \

-Fc2* - sin2eJ 2R8 2Rsin0 32- 7) 9(3&2cosO)

tub. III. 1.4. caractéristiques hydrauliques pour plusieurs formes dè canaux

Comme on l’a déjà dit, ce calcul peut se faire par itérations (sur les différents paramètres) afin d’opérer des ajustements successifs.

Remarque Dans le cas de la section hy&au&uement favorable, le calcul s ‘établit comme suit :

Ona Q=K,SRziK avec S= y2(2&%? - m) et R, =t d’où

%y i

2/ % Q=K,y2(2dm-m) 1 2 d’où y= z3Q

K,(2Jlt-mz - m)iX

et b=2y(&%?-m)

La valeur du coefficient de Strickler est accessible dans les ouvrages d’hydrauliques. On pourra retenir les ordres de grandeurs suivants :

fossés en terre K,=33 fossés rocheux KS=25 fossés en béton KS=67

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&drologie Ur&ne Quantitative - Assainissement Pluvial 26

III.l.5. PRINCIPE DU CALCUL EN REGIME~ NON PERMANENT La résolution des équations de Barré de Saint-Venant est généralement réalisée par la méthode des dBérences finies, avec un schéma de type implicite pour des raisons de stabilité de la solution.

Seuls des logiciels peuvent réaliser ces opérations. Ils peuvent généralement integrer les ouvrages spéciaux, permettent de construire les pluies de projet, de générer les hydrogrammes issus des bassins versants, . . . II en existe plusieurs : 0 Canoë (fiance) - en fait la mise en commun des possibilités de deux logiciels : ,Cèdre et

Carrédas - l Mouse (Danemark) l Hydroworks (Royaume Uni) a . . . Il faut rappeler que ces logiciels deviennent indispensables dès que le réseau devient grand et/ou complexe.

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Hjdtologie Urbaine &wtitati~e - Pssainissernerzt Pluvial

11X.2.2. LA METHODE RATIONNELLE

PII.2.;0,1. PRINCIPE C’est une méthode très utilisée, du fàit de sa simplicité. C’est probablement à l’ingénieur irlandais Thomas J. Mulvaney que revient le mérite d’avoir le premier élaboré la formule rationnelle telle qu’on l’utilise actuellement. Plus récemment, on a montré qu’on pouvait aboutir au même résultat par une approche mécaniste fondée sur un transfert d’onde de crue sans amortissement. Sous certaines hypothèses de linéarité de la transformation des pluies en . ruissellement sur les surfaces réceptrices, on aboutit au modèle dit des courbes isochrones.

La formule rationnelle s’écrit dans son expression la plus simplifiée, en supposant une pluie qui tombe SUF une surface élémentaire :

Elle transcrit donc une proportionnalité entre le débit Q et - un coefficient C. le coefficient de ruissellement, qui traduit le fait qu’une partie de l’eau

précipitée ne parvienne pas à l’exutoire (pertes au ruissellement) ; - l’intensité i de la aluie : plus la pluie est intense et plus le débit sera important ; - la surface A réceptrice (ou bassin versant) qui, en supposant que la pluie tombe sur toute

cette surface, influence le débit à l’exutoire.

Pour Q exprimé en m3/q i exprimée en mm/h et A exprimée en Ha (C étant sans unité), la

formule rationnelle s’écrit Q = 1

-xCxixA 360

111.2.2.2. LE COEFFICIENT DE RUISSELLEMENT

C’est le rapport : C = volume ruissellé ( parvenant à 1’ exutoire de la surface réceptrice)

volume précipité (sur la surface réceptrice)

On a donc la relation : OICIl.

Ce coeffkient est en fait très difficile à estimer et on peut avoir plusieurs approches : + Application de valeurs forfaitaires dans le cas où la nature de la surface du bassin versant

est homogène. On trouve en bibliographie de nombreux tableaux plus ou moins détaillés et précis proposant des valeurs.

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Elyirologie Urbaine Qzmtitative - Assainissement Pluvial

Désignation des zones (d’après les catégories d’urbanisation)

Zone agglomkrée, secteur dense, centre ville - 16G logta&Ia Secteur difk, centre de quartier - 1 i0 à 150 iogts/Ha Banlieue de métropole - 60 à 100 logts/Ha Banlieue éloignée, semixollectifet pavillons en bande - 40 à 6G 1ogtsiHa Zone pavillonnaire (parcelle de 4OOnP) - 20 à 30 logts/Ha Zone résidentielle - 1 X à 40 logts/Ha Zone pavillomraire grand standing - 15 à 20 logts/Ha Village rural traditio~el Zone dkabitat de tres faible densité - 1 à 5 logts/Ha Zone d’habitat très ancien Zone industrielle et artisanale Zone industrielle lourde Zone portuaire &xe routière et entrepôts Gare et entrepôt ferroviaire Services publics : hôpital, centre administratif et zone d’équipement Centre de repos et hospitalier, zone d’équipement à dominante verte Centre hôtelier et commercial Terrains de sport, tfmain de jeux Aérodrome et terrain militaire Cimetière urbain Entreprise ferroviaire Emprise autoroute Emprise route nationale et chemin departemental Emprise voie urbaine rapide Emprise autres voies urbaines Emprise échangeurs et carrefours Chaussées et parkings Dallage béton Pavage serre ou joint coulé Pavage large joint sable Circulation piétonne -voies en macadam- accotement stabilise Allége en gravier Espaces verts - zone de loisir Espaces libres - zone de dégagement et zone non aedificandi Zones bois& urbaine. parcs et jardins Forêts. bois et landes Terrain de culture - céréales Prés et p&urages CalTi&es ou mines

T -

iNattire du sol

-?-

0.55 0.5 0.3 0.1 0.1 0.05 0.01 0.06 0.05 0.2

0.04 --Y

Terrains nus (sans végétation, ni culture) (1) Sols sableux, graveleux ou tres perméables. (2) Terrains ordinaires courants. (

ï&Ï 0)

0.82 0.75 0.5 0.4 0.3

0.25 0.2

0.15 0.08 0.4 0.4 0.6

0.75 0.15

0.25 0.65 0.2 3.15 0.3 3.08 0.5 0.3

0.4

-- moyen

m

0.9 0.8

0.55 0.45 0.35 0.35 0.3 0.2 0.1 0.5 0.5 0.7 0.8 0.8 0.2

0.85 0.45 0.7 0.3 0.3 0.4 0.1 0.6 0.4 0.8 0.9 0.5 0.8 0.9

0.75 0.6 0.6

0.35 0.15 0.15 0.1

0.04 0.08 0.07

0.15 Sols ar;

lourd m 0.9 0.8 0.6 0.5 0.4 0.4

0.35 0.25 0.15 0.6 0.7 0.8

0.85 0.3

0.6 0.8

0.35 0.45 0.5

0.15 0.65 0.6 0.8

0.6

0.7 0.8

0.45 0.25 0.2

0.15 0.08 0.1

0.08 0.5 0.3

rux,

Pactear coonectif en fooc- tien de la peute de la zou ~--

terrain plat -4%

0.95 0.95 0.9 0.9 0.9 0.9 0.9

0.75 0.75 0.9 0.9

0.95 0.95 0.95 0.75 0.95 0.95 0.9 0.9 1

0.75 0.9

0.95 0.8 1 1 1

0.95 0.95 0.9 0.9 0.9 0.9

0.75 0.75 0.5 0.5 0.75 0.66 0.9 0.5

. . teux, peu permeables.

terrain pentu >7%

1.05 1.05 1.1 1.2 1.2 1.2 1.2

1.25 1.25 1.2 1 1 1 1 1

1.05 1.1 1.1 1.1 1.1

1.25 1 1 1 1 1 1 1

1.05 1.1 1.1 1.1 1.1 1.25 1.25 1.25 1.2

1.25 1.25 1.25 1.5

Tableau III. 2.2.2.a Coeflcient de ruissellement d ‘après [Beurrier, 1997, p. 7691



---- Nature de Ila surface

Pavage: chaussées rev&ues, piste ciment

Toitures et terrasses

Sols knpermkables avec végétation :

ï<2% 1 compris entre 2 et 7% P7%

Sols perméables avec végétation :

I<2% 1 compris entre 2 et 7% G-7%

Tab. III. 2.2.2. b. Coeficl

-- C&Ecient C -

0.70 -c c < 0.95

0.75 <c -a.95

0.13 -=z C CO.18 0.18 < C < 0.25 0.25 s C < 0.35

0.05 < c < 0.10 O.lO<C<O.lj 0.15<C<O.20

zt de ruissellement selon le type de surjace (r est la pente,) selon le typ d’occupation du sol

Résidentiel : lotissements COllEtifS

habitai dispersé

Industriel

Parcs et jardins

Terrains de sports

rerrain vagues

rerres agricoles drainées non drainées Tab IE2.2.2.c. Coej

-- coeîficient c

----EO<G 0.95

0.30 -c c < 0.50 0.50 < c < 3.75 0.25 s C s 0.40

0.50 < C < 0.80

0.05 -=I c < 0.25

0.10 < c < 0.30

0.05<c<o.15

0.05 < c s 0.13

-i

0.03 < c < 0.07

ient de ruissellement

d ‘après [Satin, Selmi, 1999, p. 1031

De nombreux auteurs proposent de ne pas considérer un coeffkient de ruissellement constant et d’introduire une variation : - au cours de la pluie : alors que les pertes au ruissellement sont maximales au début de

la pluie (sol sec, dépressions du sol vides, . . .), elles tendent à diminuer au fur et à mesure (saturation du sol, remplissane des dépressions, . . .) augmentant le coefficient de ruissellement.

Terrain in

I !. I i impefméabks * *

$g. III.2.2.2.d. Valeurs du coeficient de ruissellement en fonction du temps ~COU~? à partir du commencement de la précipitation [llourrier, 1997, p. 107’

EIER - Ecole Inter-Etats d’I.ngénieurs de YEquipement Rural François-Noël CRES

- en fonction de la période de retour de la pluie Fuisque Îa violence de la $uie augmente avec la période de retour, et donc, proportionndlement les quantités d’eau qui vont ruisseler. Il est donc prefesabie de surestimer les coefficients de ruissellement précCde:it pour des périodes de retour très elevees.

+ Après identification de diverses surfaces homogènes composarIt la surface en jeu, calcul

d’une moyenne ponde& de la forme C = c A, Cj

c Aj , OÙ Aj et Cj sont les surfaces et les

coefficients de ruissellement des surfaces élémentaires. Ces coefficients Ci sont estimés d’après les tableaux précédents.

+ Application de formules empiriques issues de mesures sur des bassins expérimentaux.. Ces formules ne sont généralement valables que pour les bassins où elles ont été calées et leur extrapolation à d’autres bassins versants est souvent hasardeuse. Ces formules sont par exemple du type

C=axlMP+bxI+c où c : coefficient de ruissellement

a, b, c : coefficients de calage : rapport des surfaces imperméables à la surface totale

1 : pente moyenne du bassin versant

+ Analogie avec d’autres paramètres facilement mesurables : c’est le cas lorsque le bassin versant est suffkimment urbanisé pour qu’on puisse assimiler le coeffkient de ruissellement au rapport des surfaces imperméables à la surface totale. C’est le cas en France avec l’instruction technique de 1977 [IT, 19771 si 00.20.

+ Mise en œuvre de méthodes statistiques : on applique sur un plan (ou une photographie aérienne) de la surface où il faut estimer le coefficient de ruissellement, une feuille calque munie de points répartis de façon aléatoire. La densité des points dépend de l’échelle du plan (ou de la photographie) et de la précision recherchée sur l’estimation du coefficient de ruissellement. On compte ensuite le nombre de points se superposant à chaque type de surface élémentaire et un simple calcul pondéré permet de connaître la surface de chaque type d’occupation du sol. Le document référencé en bibliographie [STU, 19861 fournit des grilles type de points ainsi que les détails de la méthodologie.

111.2.2.3. L'INTENSITEDELAPLUIE Il s’agit en fait de choisir une pluie de projet dont la formule rationnelle permettra d’estimer le ruissellement (le débit à l’exutoire). La pluie de projet retenue ici est à une nluie d’intensité constante. Le problème revient alors à en choisir l’intensité. Choisissons un pas de temps At. Découpons le bassin versant en surfaces isochrones pour des intervalles de temps At : - l’eau tombant sur la surface Ai, la plus proche de l’exutoire, parviendra à l’exutoire entre

les instants 0 et At ; - l’eau tombant sur la surface A2 parviendra à l’exutoire entre les instants At et 2At ;

. . .

- l’eau tombant sur la surface An parviendra à l’exutoire entre les instants (n-1)At et nAt ;

EIER -Ecole Inter-Etats d’lngknieurs de 1’EIquipement Rural François-Noël CRF5

Hydrologie Urbaine Quantitztive - Assainissement Pluvial 3 1

A titre d’exemple, supposons une @ie très longue et considérons un bassin versant décomposé en 2 surfaces isochrones ; dans un premier temps, voyons ce qui se passe avec la surface Ar

fis- III. 2.2.3. a.. ruissellement de la sur$ace Al.

Au bout de l’instant At, toute la pluie ruisselle ‘en nappe’ sur la surface Al et le débit à l’exutoire devient constant égal à QI.

On peut considérer le même phénomène avec la surface AZ. Au bout de 2At, cette surface génèrera un débit constant QZ qui viendra s’ajouter au débit QI.

.-

.;::i’,::::~;..~: ..:. : 1: 1.. +:.,.:::: :..: temps*

+P luie Ruissellement Ar + AZ

issellement de la surface AI

issellement de la surface A2

fig. 111.2.2.3. b. ruissellement des surfaces AI et A2

En considérant maintenant la surface totale A décomposée en n surfaces isochrones, tous les débits élémentaires des surfaces Ai s’additionneront et le débit de la dernière surface contributive A, parviendra totalement à l’instant nAt : le débit se stabilisera alors à une valeur maximale QmaX = QI + QZ + . . . + Qn à cet instant qui correspond au temns de concentration du bassin versant.

Ce temps (généralement noté tc) correspond au temns que met une goutte d’eau tombée à l’endroit hvdrauliquement le plus éloigné de l’exutoire d’un bassin versant pour y parvenir.

EIER - Ecole Inter-Etats d%génieurs de YEquipement Rural François-No&!1 CRES

33

jig. III. 2.2.2. c. Le temps de concentration tc

Toute pluie de projet de durée inférieure au temps de concentration t, du bassin versant entraînera donc un débit à l’exutoire de bassin versant inférieur au débit obtenu précédemment. En effet, dans ce cas, lorsque l’eau qui ruisselle sur la surface & parviendra à l’exutoire final, la surface Ai aura alors cessée de ruisseler.

Commerttfixer cette valeur constante de 1 ‘intensité de la pluie qu ‘on prendra de durée t, ? Il suffrt de considérer les ajustements IDF que nous avons réalisés qui fournissent, pour la durée t, , une intensité moyenne de période de retour T choisie. Par extension, on considérera d’ailleurs que la période de retour du débit alors calculé est la même que celle de la pluie.

Pourquoi ne pas considérer une pluie de projet de durée supérieure au temps de concentration tc ? En reprenant les courbes IDF (fig. II.2.a) et pour une période de retour T choisie, on voit que plus la durée de la pluie augmente et plus l’intensité diminue, donc le débit que l’on calculera à partir de la formule rationnelle diminuera. Autrement dit, choisir la durée t, pour la pluie de projet entraînera bien un débit maximal parmi toutes les durées possibles. Cette pluie constitue bien une pluie critique dans la mesure où elle entraîne le débit maximal. Le débit s’écrit :

Q=Q, +Qz +eem+Qn =CQj or Qj =Cj xixAj

Q=iCCj XAj

en posant un coefficient de ruissellement moyen C = c A, Cj

c Aj Q=CxixCAj =CxixA

on voit qu’on peut donc s’abstenir de définir les surfaces isochrones et considérer simplement la surface totale (pourvu que la pluie soit constante)

On peut alors écrire la formule rationnelle au niveau d’un bassin versant avec une pluie de projet à intensité constante de façon plus explicite :

1 Q(T) = C x i (b, T) x A ]

où T est la période de retour choisie t, le temps de concentration du bassin versant

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Hydrologie ürbaine Quantitative - Assainissement Pluvial 33

Remarazde La méthode rationnelle peut s ‘éten&e à une forme de pluie quelconque. Il s&& dk calculer à chaque pas a2 temps les uébits générks par chape surface isochrone à l’exutoire du bassin versant et de cumuler ces débits. La grande d#ïetilté est d’estimer /es surfaces isochrones pour 21~1 bassin versant quelconque.

111.2.2.4. LE TEMPS DE CONCENTRATION

Formules empiriques Elles sont nombreuses et variées ; il faut s’en méfier en hydrologie urbaine car ces formules ont souvent été calées sur des bassins versants peu urbanisés, voire plutôt ruraux et, comme toute formule empirique, sa validité reste théoriquement limitée à l’échantillon qui a servi pour le calage. Par exemple :

Formule de Passini t, ,0.10*~ JT

fourrier, 1997, p. 1031

c 1

0.77

Formule californienne t c = 0.0663 -!z- J-I

[Bounier, 1997, p. 1031

où tc : temps de concentration en heure A : surface en km2 L : longueur du plus long chemin hydraulique en km 1 : pente en m/m

Formule de Nash t,=29.3x A 0

03

[Chocat, 1997, p. 9811

Formule de Kirpich t, =o.o19,h L”.77 - [Chocat, 1997, p. 9811 10.385

on trouve aussi la formule de Kirpich écrite sous la forme

[BCEOM, 1981, p. 1111

où t, : temps de concentration en minute A : surface en Ha L : longueur du plus long chemin hydraulique en m 1 : pente moyenne en m/m H : dénivelée en m. entre l’exutoire et le point le plus éloigné du bassin

Il existe aussi des formules implicites qui sont d’une utilisation plus complexe :

Formule de Askew t, =0.3 14 x L”.’ x I-o.33 x Q-O-” [Chocat, 1997, p. 9811

Formule de Terstriep t, =1.92 XL”~ XI-O-~’ xi;‘,@ [Chocat, 1997, p. 9821

où tc : temps de concentration en mn L : longueur du cours d’eau principal en m 1 : pente moyenne des versants en m/m Q : débit moyen de ruissellement sur une durée égale à 2tc en m3/s In : intensité moyenne de pluie nette sur une durée au moins égale à tc en

mmlh

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Hydrologie Urbaine Quanti@tive - Assainissement Plwid 34

On peut enfin citer la formule implicite de Richards très utilisée dans les pays anglo-saxons :

Formule de Richards t;

-- = g.g,xLL t, +-! CR 1

[BCEOM, 1981, p. 11 i]

où t, : temps de concentration en heure K : coefficient fonction du produit CR (voir fig. IX1.2.2.4.a) L : longueur du plus long chemin hydraulique en km C : coefficient de ruissellement du bassin versant R = h + Wt, où h est la hauteur d’eau précipitée (en mm) pendant la durée

t, (en heure); h est calculable a partir d’une relation de Montana par exemple.

1 : pente moyenne du bassin versant en m/m

fig. 111.2.2.4.~. valeur de K en fonction de CR &ns la formule de Richard~ L ‘équation K = f(CR) peut s ‘écrire : K= 3.32642~IO~‘~x(CR)~ - 2.28627x10-“x(CR)’ + 6.35086x1iJ9x(CR)”

- 9.13077~IO-~x(CR)~ + 7.21979~1O-~x(CR)~ - 3.07942~lO-~x(CR) + 0.069981

En Afrique, les formules les plus utilisées sont celles de Kirpich et de Richards (d’après PCEOM, 19811). Dans les calculs de tc à partir de l’équation de Richards, on utilise souvent une valeur initiale estimée par la formule de Kirpich.

Toutes ces formules peuvent donner des résultats assez différents pour un même bassin versant, c’est pourquoi, pour la mise en œuvre de la méthode rationnelle, on peut utiliser une méthode plus physique (mais qui fait aussi appel à des relations empiriques) : On décompose le temps de concentration t, en deux temps :

- un temns de ruissellement en surface ts avant de rejoindre le réseau d’assainissement ou le talweg principal;

- un temns de ruissellement en réseau tr (ou dans le talweg principal) jusqu’à l’exutoire; on a t, = ts + tr et on estime indépendamment t, et tr.

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Hyiro!ogie Urbaine Quantitative - Assainissement Plwial r- 33

Cette méthode se justifie bien pour UQ bassin versant équipé d’un réseau où on peut effectivement bien distinguer Ges deux types d’écouiement.

Estimation de t : temps de ruissellement en surface On va retrouver les formules précédentes mais elles sont peu utilisées. On prefère estimer tu à partir de valeurs predefinies et on trouve différentes rkférences :

+ lXonclerc, 1982, p. 931: - dans les agglomérations urbaines, de l’ordre de 5 mn ; - dans les agglomérations semi-urbaines, de l’ordre de 5 à 15 mn ; - Pour les terrains non bâtis, les cultures, les bois, à partir d’une vitesse

d’écoulement V sur les versants donnée par la formule : V=(l à 1.5)xCxJÏ

où c : coefficient moyen de ruissellement 1 : pente moyenne du terrain en m/m

+ [OMS, 1992, p. 771: - 15 mn pour des bassins versants de surface inférieure à 5 ha ; - 15 mn pour des bassins versants jusqu’à 20 ha avec une pente moyenne supérieure

à 0.5% ; - pour des bassins versants jusqu’à 20 ha avec une pente moyenne inférieure à

0.5%, on prend un temps de base de 15 mn auquel on rajoute 1 mn par hectare additionnel à 5 ha.

+ [ENPC, 1978, p. 371 : - 5 mn dans les agglomérations d’habitat très dense ; - 10 à 15 mn dans les agglomérations d’habitat dense à faible pente ; - 20 à 30 mn dans les zones d’habitat lâche, de type résidentiel.

Dans tous les cas, il conviendra de se référer au terrain afin d’ajuster au mieux ces valeurs.

Estimation de t, : temps de ruissellement dans le réseau Lorsque le réseau est en projet (non existant), cette estimation implique un processus implicite, résolu de manière itérative ; en effet, tr dépend des dimensions du réseau, qui dépendent de la pluie de projet élaborée, qui dépend du temps de concentration -donc de t, -, qui dépend des dimensions du réseau, etc.

Le processus itératif est le suivant (après avoir établi un plan du réseau et calculé t, ) : - On estime un tri ce qui permet de calculer t, = ts + t, ; - On calcule alors le débit à évacuer par la formule rationnelle - Ceci nous permet de dimensionner un réseau d’évacuation (voir le

dimensionnement plus loin) - Ce dimensionnement fournit un nouveau tr et on recommence jusqu’à convergence.

Cette valeur de t, peut être évaluée par :

Lt j : longueur du j ème tronçon de pente uniforme

~j : vitesse moyenne d’ écoulement dans ce tronçon

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&drologie Urbaiue Quantitative - Assainkemeut Phwiai 36

La vitesse f?, peut être estimée par te rapport QiSj où Q est 1.e deoit, S, la sedion

G’ecoülement du tronçon j,

III.2.2.5. ~APERJODEDEXETOUR Ce choix permet de fixer ‘la protection’ que vont offrir les ouvrages d’assainissement et, de f$on plus pragmatique, de fixer les coe&ients de formules d’ajustement TDF.

Qn choisit souvent T=lOans pour les réseaux d’assainissement pluviaux. Cependant, la tendance actuelle va vers une différenciation de T selon les zones à protéger. En effet, on associe souvent le risque encouru avec la période de retour. En fait, le risque doit être défini comme la rencontre entre un événement perturbateur (la pluie) et un élément vulnérable (la zone urbaine à protéger). Cette définition permet de distinguer : l des zones peu vulnérables (en périphérie, peu habitées, sans valeurs économiques, _. .)

pour lesquelles on admettra des protections pour une période de retour inférieure à 5 ans par exemple ;

l des zones vulnérables (zone commerciale, industrielle, . . .) pour lesquelles on admettra des protections jusqu’à une période de retour de 5 à 10 ans par exemple ;

l des zones très vulnérables (centre ville, . . .) pour lesquelles on admettra des protections jusqu’à une période de retour égale ou supérieure à 10 ans par exemple ;

Par ailleurs, les ajustements statistiques des courbes TDF sont souvent définis pour T=lOans et on ne dispose pas toujours d’ajustement pour T#l Oans (surtout pour T>lOans). Le tableau qui suit permet, à partir du calcul de Q(T=lOans), d’extrapoler le débit à d’autres périodes de retour.

Période de retour T

3 mois 6 mois la-l 2 ans 5 ans

10 ans 20 ans 50 ans

100 ans

Valeur du rapport Q(T) / Q(T=lOans)

0.24 0.34 0.45 0.57 0.80

1 1.25 1.60

2

Enfin, les considérations économiques pourront aussi intervenir dans le choix de la période de retour dans la mesure où une protection de période de retour élevée entrainera des coûts plus élevés pas forcément compatibles avec les possibilités financières.

111.2.2.6. AMELI~RATI~NDELAMETH~DERATI~NNELLE On introduit souvent un facteur correctif dans la méthode rationnelle pour prendre en compte l’abattement spatial de la pluie. En effet, l’étendue d’un orage concerne rarement toute la surface du bassin versant. De plus, on considère généralement un épicentre de l’orage autour duquel les intensités vont décroissantes.


Parmi toutes les formules empiriques d’estimation d,e l’abattement spatial, celle de Burkli- Ziegler est la plus repandue. Elle s’écrit (si on appelle a le çoefficient d’abattement spatial) :

a = rz-& où A est is surface, et c: un coefficient d’ajustement.

T)if%-entes valeurs d’n ont eté proposées. En France, la valeur retenue est z-0.05 (pour A exprimée en Ha), valeur qui semble bien reproduire l’abattement en Afrique tropicaie [Sighomnou, 19861. La formule rationnelle devient alors :

Q(T) = C x i &, T) x A’”

111.2.2.7. MISE EN WJVRE DE LA METHODE RATIONNELLE L’objectif poursuivi est le dimensionnent d’un réseau d’évacuation des eaux pluviales ; or la méthode rationnelle ne permet que d’estimer un débit de pointe à l’exutoire d’un bassin versant. Aussi, afin de dimensionner le réseau à l’intérieur d’un bassin versant, nous sommes amenés à découper le bassin versant en sous-bassins versants à l’exutoire desquels le réseau pourra véhiculer les eaux collectées.

Découpage en sous-bassins versants Ce découpage est dicté par : l la topographie des lieux : l’eau coule des points hauts vers les points bas et le réseau doit

suivre cette logique ; il doit donc suivre les talwegs en collectant au fur et à mesure des zones de plus en plus basses.

l Un plan d’urbanisation (si celui-ci existe) : le réseau doit suivre dans la mesure du possible les voies de circulation (surtout s’il est à surface libre).

Il y a toujours plusieurs solutions possibles de découpage en sous-bassins versants respectant les contraintes précédentes. L’expérience du projeteur est ici très importante. La première annexe extraite de [Heberling & al, 19851 fournit quelques indications sur ce problème en milieu urbain où la voirie joue un rôle important.

Assemblage des bassins versants Le problème suivant est d’assembler les bassins versants, notamment pour obtenir des temps de concentration pour les assemblages. Il y a deux cas selon que les bassins versants sont en série ou en parallèle. + Bassins versants en série On considère un bassin versant que l’on découpe en 2 sous-bassins versants.

bassin versant bassins versants

fig. III. 2.2.8. a. bassins versants en série

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riydrolog~e lXxaine C&ntitive - Assainisscxucnt Pluvti 38

Ici, CR va dimensionner Les canaux (ou ies conduites) nommes Cl-2 et Cavti. Sur le BVl, on pourra aussi mettre en place un. canal. Si le BVL est grand, il Sudrait en toute rigueur procéder à un autre découpage pour identifier les diff&ents débits et adapter un réseau sur ce bassin versant. Sinon un canal de taille minimale sera sufisant (dans ce cas, une méthode itérative pourra s’avérer nécessaire pour estimer Ie temps de concentration).

On considère que le canal Cl-2 ne transite que le débit issu du BVI, et que le canal C,l transite les eaux issues des BVl et BV2. Les données nécessaires sont des relations LDF pour la zone concernée et pour les sous- bassins versants :

- les surfaces (Al et AZ); - le coefficient de ruissellement (Cl et CZ); - le temps de concentration (tct et tc$.

Au point PI Le débit Qr (au point PJ sera calculé par la formule rationnelle QI(T) = Ctxi(T,t&xAr . Cette valeur permet de dimensionner le canal Cl-2 et d’estimer un temps de parcours tpr-2.

Au point PZ On est dans le cas de 2 sous-bassins versants en série. Pour calculer 42 (au point P2) par la formule rationnelle : - la surface à prendre en compte est la somme des surfaces (Al + AZ ) ;

c C,A, - le coefficient de ruissellement à prendre en compte est C =

c Aj - le temps de concentration à prendre en compte est le maximum des deux valeurs

(Ll + fpl-2) et (tc2) ;

Ces formules d’assemblage de bassins versants en série peuvent parfois conduire à des anomalies. On applique donc la règle suivante :

Si Qb. > IZ(Qj) alors Qh. = Z(Qj)

On notera également que le débit équivalent doit vérifier : Si Q+. < Max (QJ) alors Qh. = Max (Qj)

Remaraue Cette condition adinet comme hypothèse que les pointes de débits ne sont pas amorties pendant leur transfert dans les réseaux, alors que cet amortissement existe toujours.Cepena%mt, cette hypothèse peut être admise dans la mesure où les bassins versants sont petits, donc les amortissements faibles.

Remarque Ces 2 conditions sont en fait souvent vért#ées de facto, mais leur prises en compte par le projeteur permet parfois de mettre en évidence des erreurs de calcul.

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39

9 Bassins versants en parallele

bassin ver-

&. In... 2.8 . b. bassins versants en parallèle

déwugaae en 2 sow: bassins versa@

forme svmbolioni:

Ici, on dimensionnera uniquement le canal C,,i . Les données nécessaires sont les mêmes que précédemment. Pour calculer Qi,,2 (au point Pi,,z) par la formule rationnelle : - la surface à prendre en compte est la somme des surfaces (Al + AZ ) ;

le coefficient de ruissellement à prendre en compte est C = c CjAj -

c Aj - le temps de concentration 8 prendre en compte est le maximum des deux valeurs t,r et tcz;

De même que pour les bassins versants en série, il est utile de vérifier : Si Q+.<Max (Qj) alors Q+.=Max(QJ

Si Qtq. > z(Qj) &NS Qs. =Z(Qj)

111.2.2.8. LIMITESDELAMETHODERATIONNELLE L’hypothèse de paramètres (notamment le coefficient de ruissellement) homogènes sur la surface réceptrice va induire une limite de la méthode concernant la taille du bassin versant où on met en œuvre la formule rationnelle. [Chocat, 1997, p. 8361 préconise des surfaces inférieures à quelques dizaines d’hectares, alors que [BCEOM, 1981, p. 1101 précise que, pour des conditions théoriques appliquées à cette méthode, la surface ne peut excéder 4 km2 , soit 400 Ha. Cependant, on peut trouver certaines études où la méthode rationnelle est mise en œuvre sur des surfaces allant jusqu’à 1000 ha. Le projeteur devra dans ces cas extrêmes bien prendre conscience de l’incertitude induite sur les débits calculés en fonction de l’hétérogénéité de la surface réceptrice.

Théoriquement, la méthode rationnelle surestime les débits à évacuer dans la mesure où elle n’intègre en rien d’effet dynamique du réseau, et notamment les effets de stockage.

Par ailleurs, cette méthode est incapable de prendre en compte toute complexité structurelle du réseau (notamment l’existence d’ouvrages spéciaux comme les bassins de retenue) et toute complexité fonctionnelle du réseau (mise en charge, influence aval, . . .) .

ElER - Ecole Inter-Etats d’@$nieurs de I’Equipement Rural François-Noël. CRES

40

1IIP.2.3. LA METHORE SUPERFIC3ELLE (FCNMULE DE CAQUOT)

111.2.3.1. ~RlNC’iPIi La méthode superficiel), tr’+ ip nwt &e consïdéree comme une ëvohttion de la méthode rationnelie. Elle intège deux auires phénomenes qui interviennent dans le rtiisseilernent urbain : - un stockage temporaire de l’est dans le réseau I - Ie fait que le temps de concentration du bassin versant dépende du débit (donc. de la

période de retour choisie).

On sait déjà que le débit maximum sur le bassin versant se produira à l’instant t=&. Soit V&&é le volume ruisselé entre les instants 0 et tc ; on a :

VlUiSSdIé = HxAxC xa avec -H : hauteur précipitée pendant t, ; - A : surface du bassin versant ; - C : coefficient de ruissellement ; -a : coefficient d’abattement spatial de la pluie de la forme A-’

Si H est en mm, A en Ha et V~i~e~~ en m3 alors l’équation précédente devient : Vwnb = 10xHxAxCxa = 10xHxCx A’-”

Soit V&o&& le volume stocké dans le réseau à l’instant tc . On émet l’hypothèse que ce volume est proportionnel au débit maximal Q que l’on observe à l’instant t,.

vd&é = Gxt,xQ avec - 6 : coefficient d’ajustement (8 < 1); - tc : temps de concentration ; - Q : débit maximal.

Si t, est exprimé en mn, Q en m3/s et V&&é en m3 alors l’équation précédente devient : V stwké = 6Ox6xt,xQ

Soit Vtçouré le volume écoulé à l’exutoire du bassin versant jusqu’à l’instant t,. On émet l’hypothèse, comme précédemment, que ce volume est proportionnel au débit maximal Q que l’on observe à l’instant t,.

VT ecoulé = pxt,xQ avec - p : coefficient d’ajustement (p < 1); - tc : temps de concentration ; - Q : débit maximal.

Comme précédemment, si tc est exprimé en mn, Q en m3/s et Vbodé en m3 alors l’équation précédente devient :

V ,&& = (iOxflx&xQ

En établissant un bilan volumique, on a : Vruissdlé = vstocké + Véccdé

10xHxCx A’-’ = 60x (p + 8) xtcxQ

QJHCxA’-‘:

6t, O+S

H

t, est l’intensité moyenne de la pluie pendant le temps tc ; soit

H i(t c, Tj=t=a(T) tgcT)

d’après les ajustements de Montana. On peut identifier la période de retour de ;a pluie avec celle du débit.

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Hyirologie Urbaine f&anti@ti\re - Assainissement Pluvial 41

Par ailleurs, on suppose qu’il existe une relation de la forme suivante pouf calculer & : t, = ~(M)Y~~~xQ~

Où Fr : coefficient fonction de M M : allongement dti bassin versant ;

L M=-zz où l

L est le plus long che min hydraulique

On obtient alors :

&4 1 A est la surface r : pente moyenne du réseau d’assainissement A : surface du bassin versant Q : débit maximal à l’exutoire du bassin versant

Q(T) = 6xg+S)xa(T)xb(M)xIc xAd xQ~]~(~)xCXA~~’

Q(T)‘- b(T)xf _ a(T) ’ p(“)b(T) -

WP+Q

x yb(T) x c x Adxb(‘l-)+1-E

On trouve souvent cette formule sous la forme :

~0’) 1 w(T) - - ~

Q(V = WA T) ?k x~~(T) x~uV) x~U(T)

111.2.3.2. COEFFICIENTS DE LA FORMULE DE CAQUOT Ces coefficients ont été calés à partir de mesures sur des bassins versants expérimentaux occidentaux (France, USA) et Africains (à Ouagadougou, Niamey et Abidjan). Dans la mesure où l’on a affaire à des calages expérimentaux, ces valeurs ne sont censées s’appliquer qu’aux sites où elles sont calées. Les valeurs proposées ici sont celles issues de [Sighomnou, 19861 :

p+s = 1.40 E = 0.05 p = 0.19xMY c = -0.41 d = 0.507 f = -0.287

Ces coefficients s’appliquent pour les unités suivantes de la formule de Caquet : l coefficients a(T) et b(T) de la formule de Montana exprimée avec l’intensité i en

mrn/mn et le temps t en mn ; l lapente 1 enm/m;

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La formule de Caquoa est souvent présentée pour la valeur particuliere de M=2, saçhan? qu’alors une correction notée (m) devra cYtre apphquke a la valeur trouvee du debit si RN.

Pour M=2? nous avons uzO.34 ; La formule de Caquot s’écrit alors :

Qui M=2 = [ a(T) xlfdb(T) I,OJm,,, -0*41*b(T) l C.5(i7xb(T)iO.95

x I 1+0.287xb(T) x c 1+0.287xb(T) x A lcO.287rbiT)

On écrit u(M) 0.19x Mo.84 -= w(2) 0.19x 2°.g4

QV) m=

pourM#2

Q(T) pour M=2

Q(T) pxu~#2 =mxQ(T&,rM=,

On a constaté qu’une valeur de M<O.8 conduisait à des résultats non satisfaisants ;aussi, cette valeur de 0.8 constitue une limite inférieure de M. On applique donc la règle :

Si M<O.8 alors M=O.8

Remaraue La valeur M=O.8 correspond à un bassin versant en forme de % cercle. En effet, si R est le rayon de ce ‘/z cercle : - L=R (il s ‘agit d’une valeur minimale de L) - A=%d2

D’où M=--= = 0.8 ; si L>R alors M>O.8

Remarwe Des études ultérieures à l’établissement de cette formule superficielle ont montré que

la correction m = $ 0

0.84 b(T) 1-b(T)xf

avait un e#et correcteur trop prononcé et

0.7xb(T)

proposent donc la correction suivunte : m =

111.2.3.3. CALCUL DE LA PENTE II s’agit de la pente calculée selon le plus long chemin hydraulique du réseau, Cette pente peut se décomposer en plusieurs tronçons de pente homogène. Dans ce cas, on calcule une pente équivalente avec la formule :

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Lj j

i ii;-)

Sighomnou recommande pour l’application de ces ccefficients de limiter la pente aux bornes suivantes (correspondant aux valeurs limites des bassins versants expérimentaux) :

0.8065 < 1-c 0.014

En France, on admet les valeurs suivantes : 0.002 < 1 < 0.05.

III.2.3.4. CALCUL DU COEFFICIENT DE RUISSELLEMENT Le coefficient de ruissellement est par exemple estimé à partir de valeurs forfaitaires telles que dans les tableaux du paragraphe 111.2.2.2.

Nous rappelons que l’on peut estimer un coefficient de ruissellement moyen sur un bassin versant à la surface hétérogène par la formule :

C= c Cj XAj

‘c Aj

En milieu urbain dense, certains auteurs préconisent d’estimer le coefficient de ruissellement par le coefficient d’imperméabilisation du bassin versant.

Ch= C surfaces imperrnéabl es

surface totale

Les limites d’application des coefficients numériques de la formule de Caquot sont : 0.25 -c C < 0.80

En France , on admet C > 0.20.

III.2.3.5. CALCUL DE LA SURFACE C’est le paramètre le plus simple à évaluer, puisqu’il s’agit simplement de la surface du bassin versant où on veut estimer le débit pluvial maximal.

Là aussi, on a des limites d’application de la formule superficielle d’après Sighomnou : 22 ha<A< 1110 ha

En France, la limite est A < 200 ha. Il semblerait qu’une limite su&ieure à 200 hectares pour la version afkicaine de la formule superficielle soit plus raisonnable, tout comme en France. En effet, seul un bassin versant expérimental testé par Sighomnou affichait une surface supérieure à 200ha ce qui constitue un échantillon insuffisant pour être valide.

111.2.3.6. MISE EN UWVKE DE LA METHODE DE CAQUOT Nous renvoyons le lecteur au paragraphe III.2.2.8. pour la justification de ia décomposition d’un bassin versant en sous-bassins versants et la procédure de calcul. Ici, il s’agit d’élaborer des paramètres (surface, coefficient de ruissellement, pente, allongement) équivalent pour des bassins versants en série et en parallèle.

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Hydrologie Urbame Q~~~~titative - Assainissement Pkwial 44

4 Bassins versants en&& Le tableau suivant résume les différentes vahrs équivalentes pour chaque paramhre.

] Surface i------

/ / A,,=zA

Tableau III. 2.3.6. a. I

CoefE de ruisselï t Pente --

--l--- AHongement

c,, = LCi Taj

c Aj - 1, = c Lj hI,, = --

E- Aj

wzmktres équwatents des bassins versants en série pour Caquet

Ces formules d’assemblage de bassins versants en série peuvent conduire à des anomalies. On applique donc la règle suivante :

Si Qég. < Max (QS) alors Qh. = Max (QJ)

Remarque En toute rigueur, on devrait aussi vér@er

Si Q+. : .Z(QJ alors Qé4. = Z(QJ

+ Bassins versants en mwallèle Les paramètres équivalents s’élaborent par les formules :

Surface

A,. =CAj

Coeff. de ruissell t Pente Allongement

c,, = c Cj xAj

c Aj

I _ CIj XQj éq. -

M =L(Qj max)*

CQ 4

j a-- A.i

* : certains développements récents proposent plutôt M,. = WC m=)

a-- A, Tableau 11.2.3.6.a. Paramètres équivalents des bassins versants en parallèle pour Caquot

Ces formules d’assemblage de bassins versants en parallèle peuvent conduire à des anomalies. On applique donc la règle suivante :

Si Qb. > ZQj alors Qh. = EQJ

Remarque En toute rigueur, on devrait aussi vérifier

Si Q+ < Max (QJ aiors Qé,. =Max (QJ

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HydrologieUrbaine Quantitative- Assainissement Pluvial 45

IP9.2.3.7. hiWTES DE LA METHODE DE th&KYF Tout cxmrne la méthode ratior,nelte, Caquet ne donne qu’une indication du débit maximum à t’exutoire du bassin versant, et rien sur la forme de l’fiydrogramme (variation du dCbit en fonction du temps) ou le volume de la crz. Elle ae s’applique qu’à. des bassins versants urbains, homogènes et équipés d’un réseau d’assainissement correctement dimensionné, sans complexité stmct-urelle et/ou fonctionnelle.

Enfin, on retiendra les limites sur les caractéristiques physiques des bassins versants étudiés liées aux bassins versants expérimentaux qui ont servis au calage des paramètres de la formules de Caquot.

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Hyiroo:ogiie Urbaine Quantitative - Assainissement Pluvial 46

ZfI.3. H-YDWOGK4MME A L”EM.JTOIRE .D’l.JN PETIT BASSIN VEWSAKT

III.3.1. MODELE SIMPLE ]ISSU DES FORMULES PRECEDENTES Cette methode est peu emulovée car elle ne remet pas en cause le calcul du débit maximal tel qu’il est réalisé par les méthodes rationnelle ou superficielle. Il s’agit ici simplement de composer un hydrogramme afin d’estimer un volume écoulé par exemple.

Cette construction part de la connaissance du débit maximal Qmax (issu d’une des 2 méthodes précédentes) et du temps de concentration tc . On construit un hydrogramme triangulaire, sachant que le débit maximal est atteint à l’instant t, .

t débit

tevs

tc

Jig. III. 3.1. construction d’un hydrogramme simple

111.3.2. MODELES A RESERVOIR 11 s’agit d’une famille de modèles de type conceptuel extrêmement utilisés en hydrologie, et nous en voyons ici les principales applications en hydrologie urbaine.

111.3.2.1. RAPPELS D’HYDROLOGIE Les modèles Les modèles que nous utilisons sont exclusivement de type mathématique. C’est-à-dire que l’on représente un processus physiqu.e par une équation, qui a plus ou moins une base physique mécanique. Dans le cas de modèles dits emniriaues, il n’y a aucune base mécanique et l’équation correspond à l’ajustement mathématique d’une équation quelconque (liée généralement à des caractéristiques physiques) à une série de données par une technique comme les moindres carrés. C’est ce type de modèles qui fut d’abord historiquement utilisé, et qui l’est encore pour i’estimation de certains paramètres que nous avons vus. Dans la mesure où le jeu de données a une influence directe sur le calage de l’équation, l’origine de ce jeu de données est primordiale. Aussi, une équation empirique n’est généralement applicable que pour l’environnement (géographique, pédologique, pluviométrique, . . .) pour lequel elle a été mise au point et son extrapolation à d’autres environnements doit se faire avec précaution.

Dans le cas de modèles mécanistes, l’équation est issue d’une approche physique et son application est sensée être universelle dans la mesure où la physique des phénomènes est la

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Hydrologie Urbaine Quantitttive - Assainissement Phvial 47

même. Cette approche conduit généra!ement a des équations complexes du type « équations aux dérivées partielles Y et fa principale dif%ulté est leur résolution qui doit étre mtmérique car on ne conna% généraiement pas de solution analytique a ces équations. Aussi, ces équations, bien que ~c.nnues depuis longtemps? ne sont vraiment appliquées que depuis i’avèr.ement de l’ordinateur.

On a coutume de mettre une catégorie intermédiaire entre ces deux types de modeles : les modèles concentuels. C’est en quelque sorte une approche mécan&e simplifiée dans iaquelle on peut introduire un certain empirisme. En d’autres termes, on conçoit le phénomène physique étudié comme un autre phénomène physique, mais qui est plus facile à aborder.

Cette classification a forcément des limites floues et la plupart des modèles seront plus ou moins rattachés à l’un ou l’autre type. Rappelons qu’il existe d’autres modèles que les modèles mathématiques [ physiques (ou modèles réduits), analogique (analogie avec l’électricité par exemple)] et d’autres classifications peuvent être élaborées.

Fonction de moduction et de transfert De façon globale, une fonction se définie comme la transformation d’un signal -ou une entrée- en une réponse -ou une sortie. Le système est représenté par un modèle.

Signal Réponse I)u 011 +

Entrée Sortie

j&. III. 3.2.1 Schéma d ‘nction d ‘un système Qu fonction

En hydrologie urbaine, un des problèmes classiques qui va se poser à l’hydrologue voulant concevoir un assainissement des eaux pluviales sera de transformer la pluie en débit (transformation pluie-débit), à travers le système que constitue un bassin versant urbain.

Cette transformation sera décomposée en deux parties : + la fonction de woduction qui consiste à évaluer la quantité de pluie qui parviendra à

l’exutoire ; en effet, toute l’eau ne ruisselle pas car une partie s’infiltre, se stocke dans les dépressions du sol, s’évapore ou s’évapotranspire.

+ la fonction de transfert qui consiste à déterminer quel débit va naître de l’eau qui ruisselle ; selon le modèle utilisé, on pourra déterminer un seul debit (en principe le maximum comme on l’a vu avec les méthodes rationnelle ou superficielle) ou bien un hydrogramme Q(t) comme on va le voir.

Parfois, cette terminologie pourra être employée pour une autre partie du cycle urbain de l’eau. Par exemple, on pourra chercher à déterminer comment une onde de débit se transforme en transitant par une conduite. L’entrée du système sera alors un hydrogramme ainsi que la sortie. Dans ce cas, la fonction de production sera souvent une fonction « identité » dans la mesure où on suppose que l’eau ne se perd pas dans une conduite et la fonction de transfert permettra de déterminer alors l’hydrogramme sortant.

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kIydrologie Urbaine Quantitative - Assaizissement PlutiJ 48

~~f.3.2.2. LES FONCTIOXS DE PRODUCTION Toute la pluie qui tombe sw un bassin versant ne parvient pas à son exutoire : des pertes se produisent. On disxingue généralement Les pertes initiales et les pertes continires. + les pertes initiales : elles correspondent à une quantité d’ad retenue au début de la pluie

(humectation des surfaces réceptrices, remplissage des dépressions du sol, interception par la végétation . . .) ; au bout d’une certaine durée de précipitation, on considère que les pertes initia!es sont satisfaites et que la plüie peut ruisseler.

T Intensité de la pluie

I-’ Pertes initiales I Pluie nette

temps b

fig. III.3.2.2.a. f 1 ont ion de production : pertes initiales

4 les pertes continues : elles se manifestent une fois les pertes initiales satisfaites et elles correspondent généralement au phénomène d’infiltration et se traduisent par une certaine quantité qui est retirée du ruissellement. Ces pertes peuvent être ou non liées à l’intensité de la pluie ou à d’autres paramètres selon la sophistication du modèle de pertes élaboré. La modélisation la plus simple de la perte continue consiste à introduire le coeffkient de ruissellement C vu précédemment.

T Intensité de la pluie

f. Perte initiales Pertes continues

0 Pluie nette

jg, III. 3.22. b. fonction de production : pertes initiales et pertes continues

+ exemple : modèle de Bouvier 11 s’agît d’une fonction de production élaborée par Bouvier [Bouvier, 19901 et adaptée à la Côte d’ivoire et par extension, à l’Afrique de l’Ouest. On distingue 2 types de ruisseilement selon que les surfaces sont imperméables ou perméables : l les surfaces imperméables ruissellent sans perte ; n les surfaces perméables introduisent des pertes initiales (notée STO) et des pertes

continues constantes ou proportionnelles selon la couverture urbaine du bassin versant :


Hydm~ogic Ur&ine Quantitative - Assainissement Pluvial 49

- si la surface est faiblement urbanisée &&cien.t d’imnwméabilisation inferieur k 150/0) sans couvert végétal (RV -p2-4, il y a une perte continue constante 6 chaque pas de temps (notee IN?);

- peur les autres surfaces (BV @pe II, le plus courant), les pertes continues sont proportionnelles a l’intensité de la pluie (coefficient C).

On peut résumer cette approche par un organigramme symbolique : t l l 1 Pluie brute Pb (

% de surface imp erméable MP

Pertes initiales

1 P2=Pr -ST0

l Pn=Po+P3 I Jig. II. 3.2.2.~. schéma du modèle de Bouvier

Bouvier a calé les différentes valeurs de STO, INF et C avec des mesures sur bassins versants expérimentaux. Dans le cas où l’on dispose de mesures de ces paramètres, que l’on notera STO,,, NF,, et &, , on calcule :

-BVtypeI : ST0 = 1.7xST0, ; INF = 1.7xINPeXi, -BVtypeII : ST0 = l.7xSTOeq ; C = C&l.7

En l’absence de mesures, Bouvier recommande les valeurs suivantes : STO, = Smm ; INF,, = Smm/h ; ce* = 0.83

Remarquons que le coefficient C peut être facilement estimé à partir des tableaux du paragraphe IB.2.2.2. au lieu de prendre cette valeur par défaut.

Les coefficients numériques de ce modèle restent attachés aux caractéristiques de bassins versants qui ont servi au calage, et on a les limites d’applications suivantes :

5mm < STO,, < 8mm 0.10 < lMP < 0.55 (IMP=% surface imperméable) O.OOSm/m < 1 < O.O15m/m 0.57 < cew < 0.90 3mm/hGNl&,<13mm/h 22ha<A< 1llOha

Le remarque précédente (8z III. 1.3.5.) sur la limite de la sur-face à 2OOha reste valable.

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Hydrologie Urbaine Quanti~tive - Assainksement Phwial 50

III.3.2.3. LES FONCTIONS DE TRANSFERT C’est à ce niveau qu’intervien. + le modèle a réservoir. Le fonctionnement du reseau d’assainissement est assimilé à celui d’un reservoir. Nous avons le schéma de principe suivant :

Qc(t) est le debit entrant dans le réservoir (la pluie nette) V(t) est le volume stocké dans le réservoir QS(t) est le débit sortant (l’hydrogramme que l’on cherche)

Q& La variation du volume stocké dans le temps s’écrit :

~=Q,@)-Q,(t)

Fig. III 3.2.3. schéma du fonctionnement d ‘un réservoir

On introduit une équation de variation du volume stocké V(t) qui dépend du débit d’entrée Qc(t) et du débit de sortie QS(t) :

v(t) = K [axQe(t) + (l-a)xQs(t)] où K et o! sont deux paramètres de calage

En remplaçant V(t) dans l’équation de la variation du volume stocké :

$[KaQ,(t)+K(l-a)Q,<ttl=Q~o-a,(t)

Ka dQ e 0) dt

+K(l_&!?s’t) -=Q,W-QsW dt

Ce modèle porte le nom générique de modèle de Muskinrmm, et différents noms en fonction de valeurs particulières de c1 :

8 Ct=l modèle de Kalinin-Miljukov ’ a=0 modèle du réservoir linéaire (on parle du réservoir non linéaire si le

paramètre K est une fonction du temps).

Cette équation différentielle admet des solutions numéiiques ou analytiques. Pour ~$1, on utilise généralement la solution analytique suivante où At est le pas d’intégration, en fait le pas de temps avec lequel la pluie est connue :

Q&+At) = Cr xQe(t) + CzxQe(t+&) + &Q,(t) f At -~

cl _ a e W-a)

1-a At

Avec s Cz =l--Le --

Wba) l-o!

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Hydrologie ‘u’rbaine Quaati~ti~e - Assa.inissement Plwk~I

+ Détermination du paramètre IZ Le modèle du réservoir linéaire (~0) est très employé en hydrologie urbaine car il représente bien le fonctionnement d’un bassin versant urbain. On a alors la solution particulière :

1

c, =o .M

i

C, =l-eeX d’où Q,(t+At)= Q,(t+At) + e-$Q,(t)

C, =e-$

Remarque Si tQ , tp et t~sont respectivement les abscisses des ceiztres de gravité de l’&&ogramme de sortie, du hyétogramme de la pluie et de la variation du volume stocké sur le bassin

versa?@ alors on peut montrer que a a la valeur suivante : a = tQ -t,

tQ -tP

; pour a=O, les

centres de gravité de 1 ‘Izydrogramme et du volume stockk sont confondus.

+ Détermination du paramètre K K est le temps de réponse ou lag-time. Nous l’avons déjà rencontré au paragraphe 11.4.2. sur les pluies de projet. C’est un paramètre très important en hydrologie au sens large. Il s’agit du décalage temporel entre les centres de gravité de la pluie et de l’hydrogramme résultant à l’exutoire du bassin versant.

j&. III. 3.2.3. : le temps de retard K OM lag-time

Le temps de retard est différent du temps de concentration. Des mesures sur bassins expérimentaux ont permis de caler des formules empiriques plus ou moins complexes de calcul de K.

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Citons a nouveau la formule vue au paragraphe U.4.2. qui est une formule tr&s simple qui ne depend que d’un paramètre : la surface du bassin versant.

K = 5~93~~0.44~ oti A eSE en Ha et K en mn

Qn emploie généralement des formules un peu plus complex.es. Desbordes [Desbordes, 39741 a propose la formule suivante :

avec K : lag-time en mn A : surface du bassin versant en ha I : pente moyenne du bassin versant en % IMP : le coeffkient d’imperméabilisation TlJ : la durée de la période de pluie intense en mn L : la longueur du drain principal en m HP : la hauteur de pluie tombée pendant T, en mm

Remaraue Ultérieurement, Desbordès a proposé un coeflcient multiplicateur correcteur à appliquer à cette formule égal à 0.7~4”~ air A est la su@ace en ha du bassin versant.

Desbordes propose une autre formule plus simple, et plus employée, qui a été adaptée à l’Afrique de l’Ouest pouvier, 19901 :

. en France ~~5~3x~o~30xIMp-o~45~~3g

m en Afrique de l’Ouest ~~2~2~~A”~30~TMp~~45~~-o~3g

Pour être complet, il faut ajouter et compléter la formule de Bouvier en référence aux 2 types de bassins versants qu’il a définis (111.3.2.2.) :

8 BV de type 1 K=3.4XA0.30XIMp~.45XI~.39

m BV de type II ~~2~2~~A”~30xIMp-o~4s~~3g

Les limites d’application restent valides, à savoir : 0.10 CIMI? < 0.55 O.O08m/m < I< O.OlSm/m 22ha < A < 1llOha (préférable de limiter la surface à 200ha).

Remaruue : Dans ses travaux, Bouvier a proposé des formules où K est exprimé en (x5mn). Le coeficient au début des formules change et nous avons alors pour K en (Xrmn) :

m BVdetypeI K=O* (j8~0.30~~p0.45~0.39

= BVaktypeII K=O.45~0.30~~“45~0.39

II faut faire attention car certains ouvrages oublient cette particularité des formules de Bouvier.

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Hydrologie IJrbaine Quantitative - kssatissement Pluvial 53

III.4 HYDROGRAMME A L’EXCTOIRE D’UN GRAND RESEAU On vient de voir que les méthodes précédentes présentent une limite quant B la. taille maximale du bassin versant que l’on veut drainer. Dans le cas de grands bassins, il faut aussi pouvoir estimer des débits.

Remarque Les méthdes que 1 ‘on vu développer peuvent bien sûr CZ.LSY~ s’appliquer à de petits bassins versunts et de petits réseaux.

Remarcrue Pour ces modëles, on parle dè fonctions de production pour ce qui est de l’élaboration des débits à 1 ‘exutoire des bassins versants (on parle aussi de modèles pluie-débit), et de fonctions de transfert pour ce qui est de la propagafion hns te réseau.

111.4.1. APPROCHE SYMBOLIQUE D’UN RESEAU On a déjà vu un premier aperçu de la façon dont on symbolise un réseau au niveau de la méthode rationnelle (fig. III. 1.2.8.a. et III. 1.2.8.b.).

On distingue au moins 3 éléments types dans le réseau : les bassins versants, les conduites ou canaux, les nœuds. Un bassin versant rejoint le réseau au niveau d’un nœud.

Bassin ver

Ici, on a simplement représenté un bassin versant suivi d’une conduite

Nœuds

j?g. III. 4.1.a. un réseau simple

D’autres éléments types peuvent intervenir que l’on pourrait réunir sous le type ‘ouvrages spéciaux’ : bassins de rétention, station de pompage, chutes, seuil, . . .etc. II va de soit qu’un réseau réel est bien plus complexe et on a plutôt quelque chose comme la figure suivante.

Nœud exutoire

Ici, le réseau comporte plusieurs bassins versants. La surface de chaque bassin versant est infërieure à 200ha environ.

La surface totale du bassin versant au noeud exutoire est telle qu’elle n’autorise théoriquement pas l’emploi des méthodes précédentes.

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Hydrok@e ?Jrbtine Quantitative - Assainissement Plwkd 54

fig. III. 4. I. 6. un r&em compkexe

On admet que sur chacun des bassins versants, on sache calculer soit un debit maximal (methode rationnelie ou de Csquot), soit un hydrogramme de sortie.

III.4.2. CONNAISSANCE D’UN Q- SUR CHAQUE BASSIN VERSANT La seule façon de procéder consiste à additionner au fur et à mesure les débits maximaux sur chaque bassin versant. Cette méthode n’est las recommandée car elle va conduire à une surestimation des débits. En effet, elle ne prend pas en compte deux phénomènes :

m Les débits maximaux de chaque bassin versant n’arrivent pas forcément en même temps à chaque nœud ;

m On ne prend pas en compte un effet d’amortissement des débits maximaux (effet de stockage dans le réseau).

On peut en conclure que la seule connaissance des débits maximaux est insuffrsante pour calculer le débit final. Il est préférable d’en passer par des méthodes de simulation d’hydrogrammes.

111.4.3. CONNAISSANCE D’UN HYDROGRAMME BASSIN VERSANT

SUR CHAQUE

Le problème revient alors à élaborer une fonction de transfert des hydrogrammes sur chaque tronçon et à appliquer ensuite le principe d’additivité des hydrogrammes à chaque nœud. Le principe est explicité sur le schéma suivant.

H’&!-Iz propagé sur CZ

fg. III. 4.3. transfert des hydrogwmmes sur des troqons

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Hydrologie Urbaine Quantitative - Assainissement Ph7;ial 55

On vcit qu’ici, le débit au nœud rj, n’est pas la somme des débits maximaux des hydrogrammes Hiet Hz comme le déduirait la methode precédente car il y a un amortissement des hydrogrammes provoquant une diminution des pointes de débit et un étalement dans le temps des volumes.

III.4.3.1. ~h’fETI!IODE DU ‘T-ME-OFF§E’I C’est historiquement la première méthode développée. C’est une méthode simple qui consiste simplement à translater les hydrogrammes sans amortissement. Il n’y a donc pas déformation de l’hydrogramme.

J@. Iïl. 4.3. I. méthode du time-t$set

L’hydrogramme est décalé d’un temps T = ti - &I pour une longueur L de la conduite. Si C

est la célérité de l’onde de débit dans la conduite, alors T = $ .

C peut être estimée par la vitesse moyenne de l’eau le long de L. On trouve en bibliographie différentes façons de calculer cette vitesse : 9 (a) La vitesse correspondant au débit maximal ; . (b) La vitesse moyenne de l’hydrogramme (moyenne pondérée des vitesses pour

différents débits); n (c) p fois la vitesse correspondant à y% du débit maximal, soit C=pxV et V=f(llxQmax);

c’est généralement la formule retenue avec D=O.80 et y-80%.

Remaruue Ce calcul implique d’avoir pré-dimensionné le réseau, puisque la vitesse va dépendre notamment de la pente et de la géométrie des conduites.

111.4.3.2. MODELEARESERVOIR On retrouve le modèle à réservoir déjà vu au 111.2.2. Rappelons les équations :

T=Qe@)-Q,(t) Où Qc(t) est le débit entrant dans la conduite

V(t) est le volume stocké dans la conduite QS(t) est le débit sortant de la conduite

V(t) = K [crxQe(t) + (l-a)xQs(t)] où K et a sont deux paramètres de calage

La solution de cette équation s’écrit :

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Eydrologie Urbaine Quantitative - Assaitissement PluviA

Qdt+At) = CruQ4t) + CzxQ,jt+At) + C3xQs(t) avec )c =j-Ie W-a! i ,2 I-o!

I At -~-

+ valeur dea La valeur de ce paramètre est généralement prise de l’ordre de a=0.2 pour propager un hydrogramme dans un tronçon.

+ Valeur de K K correspond à un décalage temporel entre les hydrogrammes d’entrée et de sortie. Comme

pour la méthode du time-offset, il peut être calculé à partir de la formule K = E où L est la

longueur de tronçon et C la célerité de l’onde de débit.

Là aussi, la célérité de l’onde peut être estimée à partir de la formule (c) vue au paragraphe précédent.

Remargue Même si le principe qu ‘on vient de voir est valide, la procédure calculatoire n ‘est pas aussi simple. En efset, L peut représenter la longueur du troncon, mais il faut Ans ce cas que L soit petit devant la longueur d’onde A de l’onde de débit (il faut L<A/I0 environ). Si cela n ‘est pas le cas, on découpe L en pas Ax tels que Ax soit inférieur à MO. La longueur d’onde peut être approximée par A=CxD ou D est la durée de 1 ‘hydrogramme. Le modèle est alors appliqué en boucle sur chaque AY, 1 ‘hydrogramme de sortie de 1 ‘un servant d’hydrogramme d’entrée au suivant. D’où la presque’ nécessité du recours à un logiciel.

111.4.3.3. MODELESENREGIMENONPERMANENT Il s’agit des modèles les plus sophistiqués qu’on puisse mettre en œuvre pour propager des débits dans un réseau. Ils appliquent les équations de Barré de Saint-Venant 1D pour lesquelles il n’y a plus une seule inconnue (le débit comme dans les modèles précédents), mais deux inconnues simultanément, généralement le débit et la hauteur d’eau (voir le chapitre suivant pour les équations).

Ces modèles deviennent indispensables dans le cas des réseaux ‘complexes’. Dès qu’on aura des ouvrages spéciaux qui vont perturber les écoulements (bassins de rétention, stations de pompage, seuils, chutes . . .) ou des phénomènes particuliers (mises en charge des conduites, débordements, influences aval,. .).


Hydrologie Urbaine Qwtitative - Assahissemeut Pluvial 57

I11.5. BILAN SIJR LES DIFFERENTS MODELES

On vient de voir différentes fàçons de dimensionner un réseau d’assainissement. Le tableau synthétique ci-dessous les reprend.

j Calcul des deblts à l’exutoire d’un bassin versant

versants à environ 200 ha maximum

Si la surface est supkrieure

à2ooha

I Tous les modèles limitent la suflaces des bassins

I l

On peut décomposer le bassin versant en 1 sous-bassins versants

avec des règles d’assemblage

Pas de décomposition sauf à utiliser des

fonctions de transfert clans les réseaux

Pour des bassins versants plus grands r>200 ha), il faut utiliser desfonctions de transferts dans les

Calcul des hauteurs d’eau dans un réseau d’assainissement I

débit maximal à évacuer (issu d’une des méthodes / Lcshauteursd’e;~~l&sàparhd’un

Fonctionnement simple du réseau

Régime uniforme (équation de Mg-

Strickler)

Fonctionnement complexe du réseau

Régime trksitoire (dquation de Barre5 de

saint-venant)

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Hydrdogie Urbaine Qwntitd ve - i?stinissement Phvial

N COlYTROLE DES EAUX PLUVIALES : LES TECHNIQUES ALT’ERNA’IWES

IV.1 INTRoDuC’~IoN : CONSEQUENCES D’UNE URBANISATION RAPIDE

Les villes, surtout dans les pays en déveioppement, connaissent une croissance rapide et mal maîtrisée. La difficulté de planifier l’extension de la ville conduit à de graves désordres dans _ le fonctionnement de l’assainissement pluvial, notamment par une augmentation rapide des débits à évacuer.

Prenons l’exemple de l’application de la formule rationnelle Q=CxixA appliquée à un bassin versant à un instant t.

Une urbanisation mal maîtrisée entraîne : l une extension des surfaces raccordées, donc A augmente (en tout cas, la surface

raccordée directement au réseau augmente) ; l une densifkation de l’urbanisation, donc C augmente ; l une diminution des temps de concentration, donc i(t,,T) augmente.

Tous les facteurs de la formule rationnelle augmentent, donc Q augmente en quelque sorte trois fois plus vite.

Par ailleurs, les intensités pluviométriques observées dans les pays de la sous-région sont bien plus élevées qu’en Europe. Ce fait est illustré par le tableau suivant.

VilIe i( 15mn, Zans) i(30mn, 2ans) Niamey 110 79 Conakry 124 96 Abidjan 142 104

Paris 41 27 tab. IV. 1-a. comparaison d’intensités pluviométriques

Une conséquence importante de cette observation est que la taille des conduites ou canaux dans ces pays est multipliée par deux en moyenne par rapport à la France pour une même prtitection en terme de période de retour.

On peut illustrer l’influence de l’urbanisation et de la mise en place d’un réseau avec la figure suivante :

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Hydrologie Urbaine Qwntitative - Assainissement Ph&l

/----- l -- : écoult superficiel bassin peu urbanisé

- - 4 : écoul’ souterrain bassin peu urbankt;, / _-:

, écoul’ bassin urbanisé 1

temps --- L-

$g. IV. 1. b. influence de 1 ‘urbanisation sur les écoulements

L’écoulement sur un bassin versant rural, ou peu urbanisé, se décompose en un écoulement superficiel et un écoulement souterrain, participant notamment à la recharge des nappes et l’alimentation des cours d’eau. L’urbanisation entraîne : l une augmentation des volumes ruissellés, par diminution de l’infiltration due à

l’augmentation des surfaces imperméables ; l’écoulement souterrain s’en voit réduit, voire supprimé.

l Une augmentation du débit de pointe et une arrivée plus précoce de ce dernier ; ce phénoméne est dû en partie à la suppression de la végétation, à l’augmentation des vitesses par l’implantation et l’extension du réseau et des voiries.

On retrouve là les inconvénients de l’objectif affiché pour la mise en place des réseaux : Eloigner le plus loin et le plus vite possible les eaux pluviales

Les techniques que nous allons maintenant aborder offkent une alternative qui va totalement à l’encontre de l’objectif précédent : Stocker et infiltrer les eaux pluviales (ou limiter les débits de pointe évacués)

Par rapport à la fig. IV. 1 .b., ces techniques vont finalement tendre à inverser le processus de modification des hydrogrammes, en retardant et limitant le débit de pointe, en restaurant un écoulement souterrain. Une caractéristique importante de ces techniques est qu’elles concernent toutes les échelles de l’aménagement urbain : la parcelle, le lotissement, l’opération d’aménagement ou le réseau primaire. Elles peuvent être conçues de façon totalement autonomes, on parle alors de techniaues alternatives, ou bien venir suppléer les insuffisances d’un réseau d’assainissement, on parle alors plutôt de techniaues comnensatoires (mais il s’agit bien des mêmes techniques). Les différentes techniques que nous allons aborder sont : Les bassins de rétention, les tranchées, les fossés, les puits, les toitures stockantes et les chaussées à structure réservoir.

Avant d’aborder en détail les différentes techniques, il faut insister sur 2 caractéristiques qui constituent soit un avantage majeur, soit un inconvénient majeur des techniques alternatives : l avantage : la programmation des techniques alternatives peut être très progressive et

s’adapter à l’évolution de l’urbanisation. En effet, dans un schéma d’assainissement par


Hytrologie ürbine Quantitative - Assainissement Huvkd 60

réseaux, il faut dimensionner les, canaux a. conduites en fonction des prospectives d’urbanisation du bassin versant, ce qui constitlle une source importante d’erreur [réseau sur ou sous-dimensionné). Dam: un schéma d”assainissement par des techniques alternatives, il sut?3 de se fixer un objectif en terme de rejet admis du bassin versant (par exemple, quelques litres/seconde/hewre) ; au fur et a mesure de l’urbanisation, les techniques locales sont mises en place pour remplir cet objectif Les Investissement initiaux s’en trouvent fortement réduits.

l inconvénients : la multiplication des structures d’assainissement alternatif va entraker des problèmes de maintenance (instahation sur des domaines privatifs, encombrement des structures ouvertes, colmatage des structures infiltrantes, . . .). On essaie de pallier certains de ces inconvénients en adoptant des marges de sécurité lors du dimensionnent. Il faut quand même noter que le problème de maintenance existe également pour les réseaux et qu’il n’est pas toujours bien résolu.

Remarcme Voir en annexe un article extrait de [heberling, 19851 sur une étude des structures de rétention des eauxphviales à Zinder (Niger).


Hydrologie Urbaine C&ar&&i~e - Assainissement Plwti

liV.2.1. PRESENTATION

C’est la technique la plus connue, probablement parce que Ia pIus visihie 11 s’agit de stocker l’eau de ruissellement dans une Oépressisn naturelle ou artificielle, et de vidanger ces eaux par infiltration et/ou avec un débit limité. La restitution des eaux peut donc s’opérer soit dans le milieu naturel (sous-sol, talweg, cours d’eau, . . .), soi t d ans un réseau d’assainissement.

L’échelle de mise en œuvre d’un bassin de rétention est vaste, depuis la parcelle jusqu’au réseau primaire. Cependant, on ne parle pas de bassin de rétention au niveau de la parcelle, mais plutôt de tranchées, de fossés ou de noues, mais le principe de fonctionnement est strictement identique. La mise en œuvre peut changer, ce qui justifie ici différents chapitres.

Dans les pays en développement de la sous-région, les bassins de rétention représentent une opportunité intéressante d’un point de vue hydraulique et hydrologique : l hydraulique car ils permettent de lutter efficacement contre les pointes de débits, donc de

protéger les ouvrages aval et le milieu récepteur contre les phénomènes d’érosion notamment.

l hydrologique car ils permettent de constituer une réserve d’eau, soit dédiée à l’infiltration (alimentation de la nappe), soit à des usages tels que l’irrigation (maraîchages).

Mais, sans maintenance sérieuse, ces structures peuvent présenter des inconvénients : ‘3 Stagnation au fond du bassin (mauvaises odeurs) ; p Prolifération des moustiques ; 3 Points de baignade (maladies hydriques) pour les enfants ; > Dépôts importants de déchets de type ménagers.

La maintenance doit donc être envisagée dès la conception de l’ouvrage.

Ces bassins peuvent être classifiés selon plusieurs critères : l Bassin en eau - bassin sec l Bassin endigué - dépression naturelle l Bassin étanche - bassin d’infiltration l Bassin enterré - bassin ouvert

IV.2.2. BASSIN EN EAU - BASSIN SEC Si l’eau est toujours présente dans le bassin, y compris hors période pluvieuse, on parle de bassin en eau, de bassin sec dans le cas contraire. Dans le premier cas, le mamage de l’eau permettra de stocker les eaux de ruissellement.

Ces deux types de bassin se justifient essentiellement en terme d’usage, mais des contraintes hydrogéologiques peuvent aussi intervenir. Dans les pays développés, un bassin en eau est souvent associé à une fonction esthétique du paysage urbain (créer un espace vert et naturel), voire une fonction récréative (promenade au bord de l’eau, pêche, baignade, sports nautiques, . . .). Un bassin sec se verra., hors période pluvieuse, affecté des fonctions d’aire de jeu (football, rugby, _ . .), voire de parking (avec des aménagements spéciaux).

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Cependant, certains bassins, géneralement secs: peuvent aussi &tre completement dédies a !‘assainissement pluvial dans les cas ou les eaux de ruissellement présentent une qualité douteuse (eaux de zones industrielles). Ces bassins sont alors clos et interdits au public.

Dans tous les cas, la maintenance de l’ouvrage au travers notamment du nettoyage revêt une importance primordiale. Eventuellement, des ouvrages amont de pré-traitement permettront de limiter les dommages.

IV.2.3. BASSIN ENDIGUE - DEPRESSION NATURELLE Cette différentiation va influer en terme de génie civil, un bassin endigué entraînant des travaux plus importants et des protections (déversoirs) de la (ou des) digue(s). Les coûts seront aussi plus importants, toutes choses égales par ailleurs.

C’est la topographie des lieux et le volume à stocker qui permettront de choisir l’un ou l’autre type de bassin. Dans tous les cas, il y a souvent un minimum de travaux de génie civil à réaliser (surcreusement au moins).

IV.2.4. BASSIN ETANCHE - BASSIN D’INFILTRATION Un bassin peut-être étanche (donc ne pas infiltrer) soit parce que le terrain en place est imperméable, soit parce qu’on ne veut pas infiltrer. Ce deuxième cas se produit si les eaux de ruissellement sont de mauvaise qualité et que l’on veut protéger le sous-sol et/ou la nappe.

On a intérêt à implanter un bassin d’infiltration quand cela est possible : sol perméable, nappe non vulnérable. On rétablit ainsi un cycle de l’eau plus naturel par rapport à l’impact de l’urbanisation (développement des surfaces imperméables). Le principal problème que l’on voit apparaître concerne le colmatage de la structure infiltrante, effet contre lequel il est très difficile de lutter. On peut installer des ouvrages de pré-traitement visant à retenir les fines ou procéder à des raclages réguliers de la zone d’infiltration. Dans tous les cas, le dimensionnement du bassin devra intégrer ce phénomène de colmatage en considérant des facteurs de sécurité. Une maintenance spécifique devra aussi être prévue. Notons qu’on peut augmenter les capacités d’infiltration en y adjoignant d’autres techniques (puits d’infiltration essentiellement).

IV.2.5. BASSIN ENTERRE - BASSIN OUVERT Les bassins enterrés se rencontrent en milieu urbain dense, où la place est comptée, et ils sont généralement là comme une technique compensatoire, à l’appui du réseau d’assainissement, Par la technologie qu’ils impliquent et les coûts très importants qu’ils induisent, ils ne sont pas adaptés aux pays en développement où il est nettement préférable de développer des bassins ouverts.

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kiydrdogie MxGne Quanntative - Assainissement Plwial 63

IV.2.6. AVANTAGES ET INCOFWENIENTS DES BASSINS Le tableau suivant synthetise les avantages et inconvénients des bassins. 1: n’est pas exhaustif.

__~---- .-- Avantages --mm

o ~US types de bassins ii Diminution des reseaux à l’aval du projet > Gain financier à l’aval de la zone assainie > Diminution du risque d’inondation > Intégration dans l’espace urbain comme

espace vert > Autre(s) utilisation(s) possible(s)

T t /

l Bassins d’infiltration g Alimentation de la nappe + Pas besoin d’exutoire

---- -- Pnc0nvénie1rtj

-- * Toustvn es de bassins & Entretien ré‘guiier spécifique

1!

/ > Bisque d’accidents en période de

remplissage & Emprise foncière importante > Perturbation momentanée de l’usage en

remplissage si multi-usages p Risques sanitaires (moustiques, pollution

de l’eau, . ..)

l Bassins d’infiltration > Risque de pollution de la nappe 9 Problème de colmatage

- - tub. IV. 2.6. avantages et inconvénients des bassins de retenue

IV.2.7. DIMENSIONNEMENT DES BASSINS

IV.2.7.1. METHODES SIMPLIFIEES Ces méthodes reposent sur deux hypothèses simplificatrices :

l La vidange du bassin se réalise à débit constant. Cette hypothèse n’est en partie réaliste que dans le cas d’ouvrages permettant d’avoir un débit de vidange constant (seuil flottant par exemple). Dans tous les autres cas, le débit va dépendre de la hauteur d’eau dans le bassin.

l La pluie parvient instantanément dans le bassin. 11 n’y a pas de fonction de transfert pluie nette-débit, sinon une fonction ‘identité’. Cette simplification est d’autant plus valide que le bassin versant drainé est petit (1 à 2 ha).

La première hypothèse va généralement conduire à sous-estimer le volume à stocker dans la retenue dans la mesure où on mènera les calculs avec un débit de vidange correspondant au débit maximum. La seconde hypothèse va conduire à surestimer le volume à stocker puisque qu’en réalité, l’effet dynamique de la propagation des débits va étaler dans le temps les apports à la retenue.

+ Méthode des pluies Cette méthode découle directement des courbes OF (Intensité - Durée - Fréquence) que l’on a déjà vues. Elles s’écrivent selon la formule de Montana :

i(t, T) = a(T) x tbcT)

où i(t,T) : intensité de la pluie pendant la durée t de période de retour T a et b : coefficients d’ajustement

On transforme ces courbes en courbes HDF (Hauteurs - Durée - Fréquence) qui ont même période de retour ; on peut écrire :

h(t,T) = a(T) x tbtT) x t = a(T) x tbcT)+’

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Hydroiogie Urbaine Qwtitative - Assa.iGs~mem Pluvial 54

Co?urbe IDF Courbe HDF -~-

Durée t de la pluie V Durée t de la pluieY $g. D?Z. 7.1.a. passage d’une courbe IDF h une courbe HDF

Soit C, le coefficient d’apport du bassin versant.

Le coefficient d’apport représente la part du volume ruisselé sur le volume précipité. Bien que de même définition, le coefftcient d’apport n’est pas toujours le coefficient de ruissellement qui peut par exemple être assimilé au coeffkient d’imperméabilisation en zone urbaine - pour 00.20 environ. En effet, ce dernier, associé aux méthodes rationnelle et superficielle, correspond au calcul d’un débit de pointe. Or, nous allons nous intéresser ici à des pluies à priori plus longues, où les surfaces dites ‘perméables’ vont jouer un rôle plus important, car vont peu à peu se saturer et donc participer au ruissellement. Cependant, on pourra assimiler coefficient d’apport et coefficient de ruissellement pour les zones urbaines où les surfaces perméables couvrent de faibles étendues.

L’évaluation de C, est très délicate selon la nature de la surface du bassin versant. Si le bassin versant est plutôt urbanise, on pourra faire appel aux tableaux déjà vus au & III. 1.2.2. Si le bassin versant est plutôt rural, les méthodes générales de l’hydrologie pourront être envisagées. En première approximation on pourra utiliser le tableau suivant [ENPC, 1978, p.511.

Surfaces imperméables, artificielle, voirie . . . . . . _ . . . . . . . . . .

Surfaces naturelles imperméables (sols argileux, sols peu profonds sur sous-sol rocheux) ...............................

Surfaces plutôt imperméables .................................

Surfaces plutôt perméables ................................ , ...

Surfaces perméables (sols sableux, plaines alluviales avec alluvions épaisses) . . . . . _ _ . . . . . . , . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .

pourc 0% 1.00

0.60

0.40

0.20

0.10

;e

f

ntage e bois 5% 50%

0.50

0.30

0.15

0.30

0.20

0.10

0.15

. tab. iK 2.7.1. b. coe$ficient d’apport sur bassin versant non totalement urb(

ment T 100%

Oà 0.05

n

Dans tous les cas, si la surface est de nature hétérogène, on pourra calculer le coefficient d’apport par une moyenne pondérée :

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Hydrologie iJrhine C&antitati~e _ Asamissement Pluvial 65

Soit A la surface du bassin versant drainé ; On définit la surface active A, = ArC, (on parle parfois de surface d’apport).

Soit QV le débit de vidange du bassin de rétention : ce débit est constant par hypothèse ; On

définit le débit spécifique de vidange QV

qv = - A (le débit spécifique de vidange s’exprime a

comme une hauteur d’eau par unité de temps)

La hauteur vidangée au cours du temps s’écrit H, = qvxt ; le plus grand écart entre la courbe HDF et la hauteur vidangée donnera la hauteur d’eau maximale Hmax à stocker (en hauteur de pluie) dans la structure de rétention.

frg. IF? 2.7. I.c. cakul ak la hauteur maximale à stocker

Le volume à stocker se déduit ensuite par la formule V = Hmax x & .

Remarque Cette méthode revient à considérer une pluie de projet de Keqer et Chu totalement avancée.

Remarque On fait implicitement 1 ‘hypothèse que le bassin est vide quand arrive la pluie.

Ce principe de calcul, vue graphiquement, peut s’exploiter numériquement : * Equation HDF

H(t) = a x t’“l où a et b sont les coefficients d’un ajustement de Montana. II s’agit en fait de a(T) et b(T) dont on simplifie l’écriture. C’est à ce niveau que le dimensionnement du bassin de rétention est lié à une période de retour. La pente de cette équation s’écrit : H’(t) = a x (b+l) x tb

+ Equation de la hauteur vidangée Hdt) = qv x t où qv est le débit spécifique de vidange. La pente de cette droite s’écrit : H’,Jt) = qv

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Hydrologie Urbaine CI&antiBti~~e - Assainissement Pluvial

+ Instant tm d’égalité des deux pentes

r q, 1: ax(b+l)x tb,=qv d’où t, =/

,a(b+l)]

On doit ir ce niveau vérz@îer que les ajustements de Montana incluent cette valeur de temps. En efet? tm peut être éEevé pour un bassin de rétentiun (pcxrfois plusieurs jours), et la validité des courbes de A4ontana n ‘est pas forcément axwrée pour ces valeurs.

+ Calcul de H,,, b+l

H max =H(t,)-H,(t,)= axt”’ -9, xt,

1

b d’où

bxq, r qv HmaX = --

b-t1 ax(b+l) 1

3 Calcul du volume de la retenue

b XC, xA

Remarque Une attention particulière doit être apportée aux unités gu ‘on utilise, en relation avec les unités utilisées pour le calcul des coeficients dë Montana a et b.

+ Méthode des volumes Cette méthode est celle qui est recommandée en France. Elle s’appuie sur les mêmes hypothèses que la méthode des pluies :

= débit de vidange constant ; m la pluie parvient instantanément dans la retenue.

L’avantage qu’elle présente est la prise en compte de la succession de pluies venant alimenter la retenue. Elle repose sur une exploitation statistique des chronologies pluviométriques pour différents débits de vidange, permettant d’obtenir des courbes Hmax = f (qv ,T) qui sont finalement des courbes qu’on pourrait appeler SVF ‘Stockage - Vidange - Fréquence’.

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Hydrologie Urbaine Quantitatke - Assainissement Pluvial

capacités spécifiques t,.,de stockage f %.‘. 5 ..... i y1 “... x. ‘.

Hmax’ ~ .‘-<.% -3

“y .. ., -... .Y,

‘... k__ ‘. ‘XI . . . . . .

.-y AL ..__ --......$ > T I -.._ -..... -._ -.__,

i -y_, --.._

7.1 -..._,

.. .‘......,_ -.._ “‘....., ‘Y_<_ ‘...,, “X.. ---. . .._.‘_._~ --r. . . . . . .._._.....

qv b

débit spécifique de vidange

~7g Il? 2.7.I.d Méthode des volumes

Cette exploitation statistique est lourde à mettre en place et est peu (ou pas ?) disponible dans les pays de la sous-région, alors qu’elle a été traduite en abaque au niveau de toute la France.

# Correction pour une vidawe non constante La correction du volume calculé repose sur l’hypothèse que la hauteur d’eau & dans la retenue, entre l’instant zéro et l’instant où le volume stocké est maximum, est une fonction linéaire du temps.

K = Kxt pour tE[O , tmpc] (l’indice nc signifie vidange non constante)

Cette relation est probablement d’autant plus vraie que les pentes des berges de la retenue sont fortes, souvent le cas des retenues artificielles, mais pas forcément des retenues naturelles.

De plus, les ouvrages de vidange sont souvent, soit un seuil, soit un orifice, c’est-à-dire qu’on peut exprimer le débit de vidange spécifique par une formule du type

Q, = p1 xH; =PI xKa xta

où par exemple a = 0.5 pour un orifice et a = 1.5 pour un seuil. Remaraue Le débit de vidange est un paramètre que l’on fixe, et l’ouvrage de vidange est dimensionné pour assurer cette valeur.

La lame d’eau vidangée (à vidange non constante) jusqu’à l’instant trnnc s’écrit :

H “,*’ p1 xKa xtadt =PI xKa x5

(PI et p2 sont reliés par la surface d’apport & : p 2 = $- p r ) a

Le débit spécifique de vidange qu’on atteint alors est

d’où à partir des deux équations précédentes :

H = qv x tm,nc v,nc a+1

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Xydrchgie Ukhine Qwatitative - AssGnissemec.t Phvial

Sa derivee s’ecrit :

La lame d’eau H, entrée à l’instant tmnc dans la retenue est toujours obtenue par les courbes cie Montana :

H, =axt,

Sa dérivée s’écrit : HE’ = ax(b+l)xt;,,

En écrivant l’égalité des pentes, à l’instant tQnc :

t -

i

-. 4” 1 b

m,nc - a(b + l)(a + 1) j

La lame d’eau maximale stockée devient

H *q*c =H, -Kylc = axt, - qv %lJG

a+1 b+l

l-

H mnc =ax a(b+Tia+l)] 1 lb -%‘[ a(b+Tia+lj

Cette valeur est à comparer avec la lame d’eau obtenue avec une vidange constante (IV.3.1.1)

Le rappofi (Hmax,nc/Hmax) d onne le coefficient de majoration p du volume de la retenue :

H mwnc 1

F-1

g

P= H, = =(a+l)

-cl+;)

a+1

Le volume obtenu par la méthode des pluies avec vidange constante est donc à majorer par le coefftcient p pour intégrer une vidange non constante (avec les hypothèses vues).

IV.2.7.2. METHODESDESIMULATION(METHODESCOMPLETES) Ces méthodes sont recommandées dès que le bassin versant drainé est important, et que les hypothèses des méthodes simplifiées sont loin d’être valides.

Elles reposent toujours sur les équations qui gèrent le fonctionnement d’un réservoir (et il s’agit ici vraiment d’un réservoir) :


Hydrologie Urbaine Quantitative - A~sainhement Plwial

Qdt) est le débit entrant dans le réservoir (la pluie nette) V(t) est le volume stock6 dans le réservoir QS(t) est le débit sortant

La varia:ion du volume stocké dans le temps s’écrit : dV(t) - = Q,(t)- Q, (t)

dt (jq. de continuité)

Le débit entrant Qc(t) est obtenu selon le cas : m simulation d’un hydrogramme issus d’un bassin versant (après sélection d’une

pluie); 8 simulation d’un hydrogramme issus d’un réseau ; m . . .

Le débit sortant est déterminer généralement à partir d’une relation en fonction de la hauteur d’eau dans la retenue :

QsO) = f@-W - loi de vidange - Cette fonction peut être élaborée à partir de la somme de plusieurs types de vidange

8 un seuil ; 8 un orifice ; l une infiltration ; m un pompage ; 8 . . .

Il faut enfin une relation (Hauteur d’eau dans la retenue - Volume de la retenue) qu’on détermine en fonction de la géométrie du bassin :

V(t) = f@&(t)) - loi de stockage -

L’équation de continuité est généralement résolue par un schéma aux différences finies du type :

V(t + At) - V(t) =Q&+W-Q,(t)

V(t+At)%(t)+At[Q=(t+At)-QS(t)]

Cette équation peut être exprimée avec la hauteur d’eau comme inconnue. Les variables d’entrées sont le débit Qc(t), et une condition initiale donnant le volume de la retenue au début du calcul.

Exemde :

Soit un bassin de retenue aux parois verticales, de surface S et vidangé par un ori$ce de section @ (dont Ee coeflcient de contraction est CC). On supposera que E ‘orifice de vidange est toujours en charge. Pendant 1 ‘intervalle de temps At, le volume de pluie entré G%UIS le bassin a pour expression :

Ve = C, xA x[Hp(t+dl)- H&I] Où (Hp(t+ db)- HP(g) est Ea quantité d’eau précipitée pendant 1 ‘intkvalle de temps

At (ce terme est calculable à partir d’une pluie de projet, d’une pluie historique ou d’une relation de Montana si on applique la méthode des pluies).

ElER -Ecole Inter-Etats d’Ing&ieurs de 1’Equipement Rural François-N&1 CRES

ï?ydrologie Urbaine Quantitative - Assainissement Pluvial 70

La hauteur d’eau y alors atteinte dgns le bassin a pour expressjo) : y(t+dg = y(t) i Ay = y(ij -t .4ViS car les parois du bassin sont verticales. A Vest la variation de volume du bassin pendant At que 1 ‘on peut estimer par :

AV= V=- Vv OU FG est le volume vid;nzg& pendant At et fonction cit la hauteur d’eau H &s lc bassin.

Remarque Pour un bassin de forme convexe quelconque, on peut estimer le telme Ay par :

Ay = y@+ Ao -y(r) = Ix[?‘(t+At) - V(t)] /[S(PAg - S(Q] On retrouve bien 1 ‘expression précédente si S est constante.

Le volume vi&@ Y,, du bassin pendant At peut-être estimé à partir du &bit de vid&zge Qv@ : l A l’instant (r) : Qv(9 = C, x Cp x ,/2xgxy(t) et Y, = Q&JxAt

cette expression suppose que le débit vi&ngé varie peu &ns 1 ‘intervalle At. Un obtient alors 1 ‘équation :

y(t + At) = y(t) + C, xAx[H,(t+At)-HP(t)]-C, x$xdmxAt

S

Il s ‘agit d’un schéma explicite (simple calcul de y(‘+ Ag).

l A l’instant (t-!-do : Q&t+At) = C, xc$x,/Zxgxy(t+At) et Vy = Q,(t+At)xAt cette expression suppose également que le débit vidangé varie peu a?ms 1 ‘intervalle At. On obtient alors 1 ‘épation :

y(t + Lit) = y(t) + C, xAx[H,(t+At)-H,(t)]-C, x+x,/2xgxy(t+At)xAt

S Ii s ‘agit d ‘un schéma implicite. (résolution a% 1 ‘équation en y(t+ AG).

l Une moyenne des débits vidangés entre les instants (t) et (ti At) : v, ?=

Q.WQv(t+At) xAt = Cc X+X&~ 2

xAt ; cette expression fait

l’hypothèse que le débit vi&ngé varie de façon linéaire dans l’intervalle At. On obtient alors 1 ‘équation :

y(t + At) = y(t) + C, xAx[Hp(t +At)-H,(t)]-C, x4x,&xO.Sx[Jy(t)+,/m]xAt

S

Il s ‘agit d ‘tcn schéma bypiquement implicite mais souvent qual@é de mi-explicite mi-implicite.

On simule alors pas de temps par pas de temps les d@érentes grandeurs précédentes et on retient la hauteur maximale H atteinte dans le bassin pour estimer le volume maximal à stocker.

Remarque Les équations précédentes sont bien sûr à -ter en fonction du type de vidange et aTe la forme du bassin de retenue.

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Hydrdogre l.Maine Q-wntitative - Assainissement Phiai 71

IV.2.8. ASPEC”S QUALITATIFS

Les bassins de retenue sont des milieux vivants, qu’ils soient : o en eau, où les espèces animales et végétales vont se développer ; 0 à sec. où les espèces végétales vont croître, mais aussi des espèces animales quand le

bassin reçoit des eaux pluviales.

Les eaux pluviales vont amener th/lorel A L’Huissier, 19963 : l des matières minérales solides décantables ; l des matières organiques décantables ou non dont la décomposition va consommer

l’oxygène de l’eau ; l des sels minéraux dissous l des huiles, graisses, hydrocarbures ; l des matières flottantes ;

Il faut aussi compter avec la population qui pourra avoir tendance à considérer le bassin comme une zone de décharge, surtout en saison sèche où il peut ne pas y avoir d’eau pendant des mois. Tous ces apports et développements biologiques dans la retenue vont encombrer la zone, diminuant les capacités de stockage, constituant des lieux plus ou moins insalubres.

Il est donc indispensable de prévoir un entretien des bassins de retenue comprenant : l un contrôle des ouvrages d’entrée - sortie (dessablage, curage) ; 8 i’enlèvement des apports humains et des développements naturels (faucardage des

plantes, nettoyage des algues, mise en décharge des encombrants, .) ; l un raclage ou une scarification des zones d’infiltration ; l selon l’environnement du bassin.

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Hydrologie Urbaine Quantitative - Assainisserne~d PlwiaI 72

W.3. LES STRWXIJRES RESERVOIR ENTERREES

IV.3.1. PRESENTATION Les structures reservoir enterrées permettent de stocker momentanément l’eau avant de la restituer soit par infiltration (de préférence), soit vers un milieu aval à débit limité (réseau, talweg, . . . ). La structure type est la tranchée et nous insisterons sur celle-ci. Il existe aussi la citerne (qui peut être une conduite courte et fermée) qui n’est qu’un cas particulier de tranchée, et généralement d’encombrement moindre.

IV.3.2. LES TRANCHEES

IV.3.2.1. PRESENTATION Les tranchées sont des fossés remplis de matériaux suffisamment poreux pour pouvoir stocker de l’eau (porosité de 30 à 40%). Les tranchées sont linéaires, superficielles (1 mètre de profondeur environ) et drainent des surfaces relativement faibles (toitures, parcelles, parkings, places publiques, . . .). L’alimentation de la structure se fait soit par ruissellement direct (cas le plus courant), soit par alimentation à partir d’un mini-réseau, soit une combinaison des deux systèmes.

fg. IV; 3.1.a.. principe de récolte des eaux dàns une tranchée

La vidange de la structure se fait préférentiellement par infiltration au droit de la tranchée (on parle alors de tranchées d’infiltration), ou bien par restitution à débit limité vers un milieu récepteur aval qui peut être un réseau, un puits d’infiltration, un talweg, . . . (on parle alors de tranchées de rétention).

ge à

.i‘i~~;:xiiaini:~~~~~~il~~~, limité ‘::..:~:-‘::-‘r:...-:‘:.r~:ii::~:.:::.,.::.:. ::.:: :_ :. : .’ ..::.. :.,:.‘:~:;:..: ..: i... .;j ;,>. ‘:,. :... ,:f j?g. IV.3.1. b.. principe de vidange des eaux d’une tranchée

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Hydrologie Urbaine Quantitative - Assainissement Plu~% 73

HV.3.2.2. bZS AVANTAGES ET INCONVEXIENTS DES TRANCHEES Le tableau suivant reprend les avantages et inconvénients des tranchées.

Avantlages > Diminution des réseaux a l’aval du projet & Gain financier a l’aval de la zone assainie > Diminution du risque d’inondation p Intégration dans le tissu urbain (non

visible à priori) > Peu d’emprise foncière k Peu coûteux > mise en ceuvre facile

JncorwCnients > Entretien r&ulier spécifique p Contrainte de mise en &vre en cas de

forte pente (voir plus loin) p Contraintes liées à l’encombrement du

sous-sol

l Cas de l’infiltration l Cas de l’infIltration à Alimentation de la nappe > Risque de pollution de la nappe g Pas besoin d’exutoire I+ Problème de colmatage

tab. IK3. I.c. _, -1 1 . _̂ ̂ _*

Avantages et inconvénients des tranchées ~Azzout dz al., iYY4J

IV.3.2.3. t&ITERES DE CHOIX D’UNE TRANCHEE Différents critères doivent être analysés avant la mise en place d’une tranchée : l la perméabilité du sol support

l’éventualité d’une infiltration est bien sûr fortement liée à ce critère.

l la nature du sol support (sensibilité à l’eau) par exemple, le sol support ne doit pas être soluble (gypse).

l la qualité des eaux de ruissellement (en terme de transport de fines) pour limiter les problèmes de colmatage ; le dimensionnement devra intégrer des coefficients de sécurité vis à vis des quantités prévisibles de fines.

l la qualité des eaux de ruissellement (en terme de polluants) la nappe est-elle exploitée, auquel cas, il faut éviter de la polluer. Il est recommander de laisser au moins un mètre de sol entre le fond de la tranchée et le toit de la nappe (cette épaisseur de sol assurant une filtration mécanique des polluants rattachés en majorité aux matières en suspension).

l la position de la nappe une nappe haute risque d’envahir la tranchée et limiter ses capacités de stockage.

l l’existence d’un exutoire dans le cas où l’infiltration n’est pas possible, il faut pouvoir évacuer les eaux de la tranchée.

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Hydrologie Urbaine Quantitative - Assatissemem Pluvial

PV,3.2.4. DI~NSIBNNEMENTD'UNETR~NC$~EE Le dimensionnement des tranchées répond au processus suivant :

--

74

i. ..I.<.... .t ...,... . . ..-...“......._.. . .._.........._. 1 hy&o~ogique Choix du fisque

comparer VR et Vj

fig. IV; 3.3.2-a. Démarche dù dimensionnement d’une tranchée

l Choix du risque hvdroloniaue il s’agit de la période de retour pour laquelle la tranchée est dimensionnée.

l Calcul du volume néométricwe Vp, Le volume géometrique correspond A la capacité de stockage de la tranchée. Il dépend des dimensions de la tranchée (longueur, largeur, hauteur), de la porosité du matériau de remplissage, de la pente longitudinale. Ce dernier paramètre est important car il peut notablement réduire la capacité de la tranchée.

h : hauteur L : longueur ! : largeur p : porosité i : pente

fig IK 3.3.2. b. Calcul du volume géométrique abris une tranchée en pente

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Hydrologie Urbaine Quantitative - Assainissement Plwial 75

Si la pente est trop forte, des cloisons peuvent être mises en place afin d’augmenter le volume géométriyue.

tranchée avec cloison .

Jig. IY: 3.3.2. c. Amélioration de Vg par la mise en place de cloisons

l Capacité d’absorntion Dans le cas d’une tranchée d’infiltration, il faut estimer les possibilités d’absorption du sol. Cette capacité d’absorption est souvent assimilée à la perméabilité K. Or, la perméabilité est un paramètre intrinsèque du sol, indépendamment du liquide qui y circule et des conditions de l’infiltration. C’est la vitesse de filtration pour un gradient hydraulique égal à 1.

La capacité d’absorption qas va mesurer la possibilité d’infiltration in situ, compte tenu notamment de la hauteur de la nappe. Si la nappe est profonde, on pourra assimiler les deux paramètres. Il existe différentes techniques pour évaluer qas . Une des plus simples @as de matériels spécifiques) est le ‘standard percolation test’ utilisée aux USA et au Canada pour le dimensionnement des systèmes d’épandage souterrain des effluents de fosses septiques [Azout & id., 19941.

La procédure est la suivante : l On réalise sur le périmètre prévu au moins 6 trous repartis uniformément. Ces trous

peuvent avoir 10 ou 30 cm de diamètre et doivent atteindre le niveau de l’infiltration. On scarifie les parois du trou, on en retire les petits éboulements et on met 5 cm de sable au fond.

. On verse au moins 30 cm d’eau propre dans chaque trou et on réajuste régulièrement ce niveau pendant au moins 4 heures, jusqu’à 24 heures en période sèche.

. On ajuste le niveau à 15 cm au dessus du gravier et on attend l’abaissement du niveau au bout de 30 mn (10 mn pour les sols très perméables). On réajuste à chaque At le niveau à 15 cm. L’opération est renouvelée 8 fois, et on mesure l’abaissement la 8ème fois sur chaque trou. qas est la moyenne de cette dernière mesure sur chaque trou.

l Conditions aval Il s’agit de connaître, dans le cas d’un rejet vers un exutoire (réseau, talweg, . . .), le débit qu’il est possible d’admettre. Ce débit dépendra notamment d’un objectif global vis à vis d’une zone qui dépasse souvent la seule zone drainée par la tranchée.

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Hydrologie Urbaine QtrantiQtive - Assainissement Phvia~ 76

0 Débit de vidanae Qv Dans le cas d’une vidange vers un exutoire, le problème est simple puisqu’on fixe le débit Qv. 11 faut simplement dimensionner I’orifïce permettant d’obtenir un débit donné (voir le paragraphe suivantj.

Dans le cas d’une infiltration, Qv est déterminé par le produit : QV=~. qas

où qas est la capacité d’absorption et S la surface d’infiltration de la tranchée. Cette surface doit intégrer un facteur de sécurité vis à vis des éventue!s problèmes de colmatage. [Azzout & al., 19941 recommande dans le cas d’eaux pluviales chargées en fines et non traitées (élimination des fines), de considérer une surface d’infiltration égale à : S = (1/2 surface des parois de la tranchée) + (1/3 surface du fond de la tranchée)

Dans les pays.de la sous-région où les charges en fines sont très importantes (voirie non goudronnée), on peut suggérer d’éliminer totalement le fond et de garder : S = (1/3 surface des parois de la tranchée)

l Calcul du débit nécessaire Vn Qn va retrouver Ies méthodes precédentes vues avec les bassins de rétention :

3 méthode des pluies Remarque il fada prendre garak au temps tm , instant du maximum de la lame d’eau retenue pour lequel les courbes de Montana devront être valides - le temps 5mn est généralement la valeur minimale.

3 méthodes des volumes (si données disponibles) 3 simulation par un modèle à réservoir

l Changement des caracteristiaues de la tranchée Si Vg est supérieur à VII, on n’est pas obligé de revoir les dimensions de la tranchée et admettre une protection plus grande que prévue. Si Vg est inférieur à Vn, il faut augmenter Vg. Soit, on augmente les dimensions de la tranchée (généralement la largeur, puisque la profondeur est souvent limitée aux environs d’un mètre et que la longueur est fixée par l’occupation du sol - le long d’une voirie, d’une habitation.. .).Soit on introduit des cloisons si la pente est importante et que cette limite de Vg provient de ce problème.

IV.3.2.5. DIMENSIONNEMENTDVJN ORIFICE Cette étape intervient dans deux cas :

9 vidange vers un exutoire aval ; l’orifice permet de limiter le débit ; 9 mise en place de cloisons, qui communiquent alors par un orifice.

Le problème est de dimensionner un orifice (généraIement circulaire) qui assure un débit maximal Q pour une charge maximale h. Des expérimentations paimbault, 19931 ont été menées pour approcher les coefficients de la formule du débit à travers un orifice :

Q = mSJ2-gh où m : coefftcient de débit S : section de l’orifice h : charge au-dessus de l’orifice

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Hydrologie Urbaine Quankative - Assainissement PluGaI

Plusieurs cas pewent se présenter (valeur moyenne de m) :

77

companiment amont sans grave compartiment aval sans grave m fir 0.62

compartiment amont avec grave compartiment aval sans grave m ~0.49

compartiment amont avec grave et drain compartiment aval sans grave m ~0.60

compartiment amont avec grave compartiment aval avec grave m ~0.25

flg IE3.3.3. coeficient de débit selon d@ërentes configurations

IV.3.3. LES CITERNES La citerne est un ‘récipient’ dont le principe de fonctionnement est le même que pour les tranchées. Sa particularité est d’avoir une porosité de 1, et ainsi de présenter un encombrement plus réduit. La citerne est généralement enterrée et elle draine une faible surface (toiture, allée, . . .). Elle prend peu de place.

Dans les pays de la sous-région, on peut envisager des citernes en matériaux locaux. Il serait également intéressant d’envisager des citernes qui pourrait également servir de réserve. Le schéma de principe pourrait être le suivant :

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r,ouverture

ali

atériaux grossiers

fig. IK 3.3. principe d’une citerne avec réserve

L’alimentation pourrait provenir des eaux de toiture. Une décantation s’opérant dans la structure, les problèmes de colmatage de la surface infiltrante serait moindres. La couverture de la structure doit être légère afin de permettre aisément l’accès à la réserve (petit maraîchage, vaisselle, . .).

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79

IV.4 LES STRUCTURES RESERVOIR OUVERIYES

IV.3.t. l%tESENTAT-‘ION Les structures réservoir ouvertes (h L’air libre) permettent se stocker momentanément l’eau avant de la restituer soit par itiltration (de preférence), soit vers un milieu aval à débit limité (réseau, talweg,. I .). La. structure type est le fossé. On désigne pa&ois ces structures par le terme de noue, Une noue est en fait un fossé très évasé, avec des pentes de berges très faibles. Il n’y a pas de différences fondamentales entre ces deux formes de stockage.

IV.4.2. LES FOSSES IV.4.2.1. PRESENTATION Les fossés sont linéaires et drainent des surfaces faibles, mais qui peuvent être plus importante que pour les tranchées (dans la mesure où la capacité de stockage est plus importante). L’alimentation de la structure se fait essentiellement par ruissellement direct, mais on peut aussi envisager une alimentation à partir d’un mini-réseau, ou une combinaison des deux systèmes.

jig. IK 4.2. ILL. principe de récolte des eaux dans un fossé

La vidange de la structure se fait préférentiellement par infiltration au droit du fossé (on parle alors de fossés d’infiltration), ou bien par restitution à débit limité vers un milieu récepteur aval qui peut être un réseau, un puits d’in!Zltration, un talweg, . . . (on parle alors de fossés de rétention). Un fossé peut avoir différentes formes qui vont notamment dépendre de la nature du terrain en place (pente des berges).

fossé triangulaire fossé trapézoidal fossé triangulaire dissymétrique

fossé trapézoïdal dissymétrique fossé arrondi

j?g. N. 4.2.1. b. d@rentes formes de fossé

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Hydrologie Urbame Quantitative - Assainissement Pluvial

1V.4.2.2. LES AVANTAGESETINCoNVENIENTSDESFoSSES Le tableau suivant reprend Pes avantages et inconvénients des fossés.

Avantages IJ+ Diminution des réseaux à l’aval du projet p Gain financier à l’aval de la zone assainie > Diminution du risque d’inondation 9 Délimitation de l’espace urbain J+ Espace vert et paysager dans le cas des

noues 9 Peu coûteux > mise en œuvré facile

l Cas de l’infiltration > Alimentation de la nappe > Pas besoin d’exutoire- -

tab. IF? 4. I.c. Avantages et incomk

1

,

Inconvénients & Entretien régulier spécifique > Contrainte de mise en œuvre en cas de

forte pente (voir plus loin) & Risque d’accident en période de

remplissage & Emprise foncière qui peut être importante

l Cas de l’infiltration & Risque de pollution de la nappe k Problème de colmatage ènts des fossés [Azzout & al., 19941

IV.4.2.3. CRITERESDECHOIXD~JNFOSSE Différents critères doivent être analysés avant la mise en place d’un fossé : l la perméabilité du sol support

l’éventualité d’une infiltration est bien sûr fortement liée à ce critère.

l la qualité des eaux de ruissellement (en terme de transport de fines) pour limiter les problèmes de colmatage ; le dimensionnement devra intégrer des coefficients de sécurité vis à vis des quantités prévisibles de fines.

l la qualité des eaux de ruissellement (en terme de polluants) la nappe est-elle exploitée, auquel cas, il faut éviter de la polluer

l la position de la nappe une nappe haute risque d’envahir le fossé et limiter ses capacités de stockage.

l l’existence d’un exutoire dans le cas où l’infiltration n’est pas possible, il faut pouvoir évacuer les eaux du fossé.


Hyhlogie Urbaine Quantilative - Assamissement P1uvia.I 81

PV.4.2.4. DIMENSIONNEMENT D%N FOSSE Le dimensionnement des fosses répond au processus suivant :

.- ,... ,.. . . . . . ..___................-. Choix du risque hydrologique-1

Calcul du volume géométrique Vg

Capacité d’absorption

Débit de vidange Qv

comparer V, et Y, vj=v, +Fin

fig. IF? 4.3.4.~. Démarche du dimensionnement d’un fossé

l Choix du risque hvdrologiaue il s’agit de la période de retour pour laquelle le fossé est dimensionné.

l Calcul du volume rréométrique Vg Le volume géométrique correspond à la capacité de stockage du fossé. Il dépend des dimensions du fossé : longueur, largeur, hauteur, pente des berges, pente longitudinale. Ce dernier paramètre est important car il peut notablement réduire la capacité du fossé (voir fig. IV.4.3.2.b. sur les tranchées)

Si la pente est trop forte, des cloisons peuvent être mises en place afin d’augmenter le volume géométrique (voir fig. N.4.3.2.c. sur les tranchées)

l Carracité d’absorntion Dans le cas d’un fossé d’infiltration, il faut estimer la possibilité d’absorption du sol.

Cette capacité d’absorption est souvent assimilée à la perméabilité K du sol. Or, la perméabilité est un paramètre intrinsèque du sol, indépendamment du liquide qui y circule et des conditions de l’infiltration. C’est la vitesse de filtration pour un gradient hydraulique égal à 1.

La capacité d’absorption qss va mesurer la possibilité d’infiltration in situ, compte tenu notamment de la hauteur de la nappe. Si la nappe est profonde, on pourra assimiler les deux paramètres (voir les IV.4.2.4. sur les tranchées).

l Conditions aval Il s’agit de connaître, dans le cas d’un rejet vers un exutoire (réseau, talweg, . . . ), le débit qu’il est possible d’admettre. Ce débit dépendra notamment d’un objectif global vis à vis d’une zone qui dépasse souvent la seule zone drainée par le fossé.

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Hydrologie Urbaine Qua&Wive - Assainissement Pluvial 82

* D&it de vidange Qv Le problème est simple dans le cas d’une vidange vers un exutoire puisqu’on fixe le débit Qv. II faut simplement dimensionner l’orifice permettant d’obtenir un débk donné (voir le paragraphe suivant).

Dans le cas d’une infiltration, Qv est determint5 par Ie produit : Qv=s. 48s

où qas est la capac&é d’absorption et S la surface d’infIltration du fossé. Cette surface doit intégrer un facteur de securité vis à vis des éventuels problèmes de colmatage. [Azzout $ al., 19941 recommande dans le cas d’eaux pluviales chargées en fines et non traitées (élimination des fines), de considérer une surface d’infiltration égale à la projection horizontale (surface au miroir) du fosse. Le projeteur a ici toute liberte pour prendre un coeffkient de sécurité adapté au site.

surface miroir 4 b

$ig. II? 4.4.2.4. b. surface d’in@ration d ‘un. fossé

l Calcul du débit nécessaire Vn On va retrouver les méthodes précédentes vues avec les bassins de rétention :

+ méthode des pluies Remarque

ilf~dkaprendre garde au temps tM , instant du maximum de la lame d’eau retenue pour lequel les courbes de Montana devront être valides - le temps 5mn est généralement la valeur minimale.

3 méthodes des volumes (si données disponibles) 9 simulation par un modèle à réservoir

l Changement des caractéristiaues du fossé Si Vg est supérieur à Vn, on n’est pas obligé de revoir les dimensions du fossé et admettre une protection plus grande que prévue. Si Vg est inférieur à Vn, il faut augmenter Vg. Soit, on augmente les dimensions du fossé (généralement la largeur ou la forme ; la longueur est fixée par l’occupation du sol - le long d’une voirie, d’une habitation.. .). Soit on introduit des cloisons si la pente est importante et que cette limite de Vg provient de ce problème.

IV.4.2.5. DIMENSIONNEMENT D’UN ORIFICE DE VIDANGE Cette étape intervient dans deux cas :

9 vidange vers un exutoire aval ; l’orifice permet de limiter le débit ; 9 mise en place de cloisons, qui communiquent alors par un orifice.

La formule est toujours celle de la vidange par un orifice, et ici le coeffkient m est de l’ordre de 0.62

Q = mSJ2gk où m : coefficient de débit S : section de l’orifice h : charge au dessus de l’orifice

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Hydrologie Urbaine Qu-mtitative - Assainissement Pluvial 83

IV5 LES PUITS D’n\FFPLTRATION

IVS,l. PRESENTATIQN Les puits sont exclusivement des ouvrages d’infiltration des eaux pluviales. Ils drainent des surfaces de l’ordre de quelques milliers de m2. Deux applications des puits peuvent être intéressantes : l dans le cas de place indisponible (occupation urbaine), le faible encombrement du puits

autorise un ouvrage d’infiltration. l dans le cas où la couche de sol superficiel est peu perméable ou et que le sous-sol est

perméable : le puits permet d’atteindre le sous-sol pour infiltrer les eaux.

L’alimentation des-puits peut se faire par ruissellement direct ou par un mini réseau.

fig. IK5. La. Alimentation d’un puits

Il existe différents types de puits. l puits creux qui sont vides et puits comblés qui sont remplis de matériaux poreux

(porosité 30 à 40 %). La nature des parois du puits, la tenue du sol, le volume du puits sont les facteurs principaux qui vont décider entre ces deux possibilités.

puits creux puits comblé puits puits d’infiltration d’injection

fig. Il? 5.1. b. d&f&ents types de puits

l la position du fond du puits par rapport au toit de la nappe (aux plus hautes eaux) va induire deux types de fonctionnement : puits d’infiltration si le fond du puits n’atteint pas la nappe (on estime qu’il faut au moins un mètre entre les deux hauteurs pour assurer une filtration mécanique correcte des polluants) , puits d’iniection si le fond du puits atteint la nappe ; ce dernier cas est à éviter pour au moins deux raisons : les polluants

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Hydrologie IJrbaine Quantitative - Assainissement Phvti 84

pénètrent directement, dans 3a nappe, les performances du puits (la capacitë de stockage et la vitesse d’itiWation) s’en trouvent réduites.

Le puits peut être utilisé seul ou en appui d’dn~= technique de stockage (tranchée, bassin de rétention, . .> afin de permettre ou d’accélérer I’inilitration. Cette dernière posslbiliie permet de coupler stockage et infihration.

placftte avaloir

IK 5. I.c. association de techniques avec un puits

IV.5.2. AVANTAGES ET INCONVENIENTS DES PUITS Le tableau suivant reprend les avantages et inconvénients des puits.

Avantages 9 Diminution des réseaux à l’aval du projet > Gain financier à l’aval de la zone assainie I+ Diminution du risque d’inondation p Intégration dans le tissu urbain (non

visible à priori) > Peu d’emprise foncière 9 pas besoin d’exutoire superficiel & permet de s’afianchir d’une couche de sol

imperméable > pas de contraintes de pente > Alimentation de la nappe p Pas besoin d’exutoire- -

tub. IK4.I.c. Avantages et inconvi in

Inconvénients S+ Entretien régulier spécifique > capacité de stockage limitée > Contraintes liées à l’encombrement du

sous-sol & Risque de pollution de la nappe > Problème de colmatage

lien& des puits [Azzmt & al., 19943

IV.5.3. CRITERES DE CHOIX D’UN PUITS Différents critères doivent être analysés avant la mise en place d’un puits : l la capacité d’absorption du sous-sol qui va conditionner les possibilités d’infiltration.

l la nature du sous-sol (sensibilité à l’eau) le sous-sol support de doit pas être soluble (gypse par exemple).

l la qualité des eaux de ruissellement (en terme de transport de fines)

EIER - Ecole Inter-Etats d’Ingtieurs de 1’Equipement Rural François-N&1 CRES

Hydroiogie Urbaine Quanthtive - Assahissement Huvial 85

pour limiter les problemes de colmatage ; le dimensionnement devra intégrer des coeficients de sécurite vis à vis des quantites previsibles de fines. On pourra installer un ouvrage de pré-traitement afin de retenir les fines.

e 3a qualité des eaux de ruissellement (en terme de polluants) la nappe est-elle exploitée, auquel cas, il faut éviter de la polluer. Il est recommander de laisser au moins un mètre de sol entre le fond du puits et le toit de la nappe (cette épaisseur de sol assurant une filtration mécanique des polluants rattachés en majorité aux matières en suspension).

l la position de la nappe une nappe haute risque d’envahir le puits et limiter ses capacités de stockage.

IV.5.4. DIMENSIONNEMENT D’UN PUITS Le dimensionnement des puits répond au processus suivant :

Choix du risque hydrologique

+

Calcul du volume géométrique Vg

+ Capacité d’absorption

+

Changer les Débit de vidange Qv

caractéristiques + du projet Calcul du volume nécessaire Vn

A V$%I comparer Vg et V,

vg=v, bFin

Introduire un stockage supplémentaire V = Vn - Vg Fin

fig. IV 5.4.a. Dkmarche du dimensionnement d’un puits

l Choix du risaue hvdrologiaue il s’agit de la période de retour pour laquelle le puits est dimensionné.

l Calcul du volume géométrique Vg Le volume géométrique correspond à la capacité de stockage du puits. Il dépend des dimensions du puits (diamètre, profondeur) et éventuellement de la porosité du matériau (puits comblé).

l Canacité d’absorntion Il faut estimer la possibilité d’absorption du sol.

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l-@drologie Wbaiiie Quantitative - Assainissement Pluvial

Cette capacité d’absorption esr souvent assimilee a la perméabilité K du sol. Or, la çermeabilité est un paramètre intrinsèque du sol, indépendamment du liquide qui y circule et des conditions de l’infiltration. C’est la vitesse de filtration pour un gradient hydraulique ée;ai a 1. La capacité d’absorption qas va mesurer la pcssibilité d’infiltration in situ, compte tenu notamment de la hauteur de la nappe. Si la nappe est profonde, on pourra assimiler les deux paramëtres. Il est important, d’effectuer dans la mesure du possible des essais d’infiltration à la profondeur du puits (voire à différentes profondeurs) afin de maîtriser au mieux les capacités d’infiltration. Cette mesure est fortement recommandée si on installe des batteries de puits. Les méthodes développées en cours d’hydrogéologie pourront être mises à profit.

* Débit de vidange Ov Qv est déterminé par le produit :

Qv=S. qag où qas est la capacité d’absorption et S la surface d’infiltration du puits. Cette surface doit intégrer un facteur de sécurité vis à vis des éventuels problèmes de colmatage. [Azzout & al., 19941 recommande dans le cas d’eaux pluviales chargées en fines et non traitées (élimination des fines), de considérer une surface d’infiltration égale au 1/3 de la surface des parois (en éliminant donc la surface du fond du puits).

horizon impem-kab~e

en compte pour le calcul de la surface d’infiltration

$g. Il? 5.4. b. prise en compte d’un niveau imperméable

Dans le cas de présence d’une strate non perméable, la surface correspondante au niveau de la paroi ne devra pas être prise en compte (fig. IV.5.4.b.).

l Calcul du volume nécessaire Vn On va retrouver les méthodes précédentes vues avec les bassins de rétention : 3 méthode des pluies

Remaruue il faudra preïuke garde au temps tm , instant a’u maximum de la fame d’eau retenue pour lequel les courbes de Montana devront être valides - le temps 5mn est généralement la valeur minimale.

* méthodes des volumes (si données disponibles) 3 simulation par un modèle à réservoir

l - Changement des caractéristiaues du uuits Si Vg est supérieur à Vn, on n’est pas obligé de revoir les dimensions du puits et admettre une protection plus grande que prévue. Sinon, on peut revoir les caractéristiques du puits pour obtenir Vg = Vn. Si Vg est inférieur à Vn, on peut : 8 augmenter les dimensions du puits (généralement le diamètre car il est plus délicat

d’augmenter la profondeur : il faut avoir des mesures de capacité d’absorption plus

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Hydrologie Urbaine Quantitative - Assainissement Phvial 87

profonde et le coût augmente genéralemcnt plus vite avec la profondeur plutôt qu’avec le diamètre).

l créer en. surface un stockage supplémentaire V = Vn - Vg.

W.5.5. LUTTE CONTRE LE COLMATAGE L’aspect colmatage est primordial dans la gestion d’un puits. En effet, le puits concentre les eaux de ruissellement en un endroit réduit ou tous les fines et substances colmatantes vont se retrouver (contrairement aux tranchées ou fossés où les surfaces d’infiltration sont bien plus étendues). .

l Puits creux

L’eau n’arrive généralement pas directement dans le puits, et passe d’abord par une décantation (fig. 1VSS.a.) Le décanteur devra être bien dimensionné pour assurer l’efficacité de ce type d’ouvrage dans les pays de la sous-région où les intensités sont très violentes et les matières en suspension importantes (risque de remise en suspension des fines dans le décanteur).

l Puits comblé

ruissellement

fig. N; 5.5. a. décantation à 1 ‘amont d ‘un puits

L’eau arrive généralement au droit du puits par ruissellement. L’eau passe par une surface très perméable constituée : l soit d’un dallage (assurant une rigidité

superficielle) aux larges joints (permettant l’infiltration). Le sable assure l’interception des fines.

l soit de terre végétale recouverte de plantations. Un géotextile assure la filtration des fines.

Ces systèmes sont d’un entretien aisé : le sable et le géotextile doivent être renouvelés régulièrement.

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Wydml~giie Urbaine Quantiiative - Assa.inissement Pluvial 88

Les toits des habitations représentent une surface non négligeable participant a l’imperméabilisation des sols en milieu urbain. L’idée ici consiste donc à intercepter la pfuie dès son arrivée sur un toit, de 1a stocker et de la restituer vers l’ava! à debit limité.

.

j&. IK 6. principe d’un stockage SUY toit

Cette technique nécessite d’avoir des toits de pente nulle (toit terrasse), ou très faible (inférieure à quelques OA). Elle nécessite surtout un savoir faire, une technologie particulière entraînant un surcoût de la construction. Ces dernières raisons font qu’elles ne sont pas recommandées dans les pays de la sous-région et nous ne les développerons pas plus ici.

Le lecteur trouvera des informations complémentaires dans [Azzout & al, 19941.


Hydrhgic Urbaine Quantitative - Assainissement PIuviaJ 89

W.7. LES CmliSSEES A STH.JCTUKES RESERVOIRS Les chaussées goudronnees constituent en milieu urbain une bonne part des imperméabilisations artificielles. Par ailleurs, elles occupent beaucoup de place et l’idée consiste à utiliser le dessous de la chaus&e pour y stocker les eaux de pluie. L’eau sera ensuite soit infiitrée, soit restituée à l’aval a débit limité. Cette eau provient des précipitations au droit de la chaussée, mais peut aussi provenir de zones de ruissellement extérieures (trottoirs, toits, . . ).

Kemaraue : De façon formelle, les chaussées à structure réservoir constituent des structures réservoirs enterrées. Nous les avons cependant mises à purt car, à notre avis, peu opérationnelles &ns le contexte ajkicain. .

Evacuation répartie (CSR d’

infdtration)

Evacuation localisée (CSR de rétention)

flg.Iv.7. 6

Xnjection répartie (revêtement drainant)

pluie

] structure réservoir poreuse 11

Rents types de chaussées à structure fi

Injection localisée (revêtement étanche)

I l * structure r&ervoir poreuse

à

&-voir (d’uprc?s [A&out & al., 19941)

Ces techniques nécessitent une certaine technologie et sont à priori peu adaptées aux pays de la sous-région.

Le lecteur trouvera des informations complémentaires dans [Azzout & al, 19941.

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Hydroiogie L’rbane Qua&tative - Assainissement Pluvial

Vi ASSAINISSEMENT ET SITUATHQN AFRICAINE

Ce chapitre est entkrement repris de [ETSmIP, 19961

Bien que différents domaines s’interpénètrent, on peut regrouper les particularités et contraintes de l’assainissement dans les domaines :

l géographique et climatique ; l technique ; l de l’occupation des sols et de l’urbanisation ; l socioculturel ; l institutionnel ; l économique et financier

Dans les chapitres qui suivent, on a relevé les constats les plus f%quents dans ces différents domaines, qui dinërencient complètement les problématiques des pays africains par rapport aux pays européens ou nord-américains. Si les constats relevés sont généralement des contraintes (inconvénients), certains peuvent parfois être considérés comme des opportunités (avantages).

Cette approche permet de mieux cerner la culture des problèmes à résoudre et de guider les solutions à mettre en œuvre dans le cadre d’une stratégie d’assainissement. BS sont loin d’être exhaustifs et doivent être nuancés selon les particularités nationales et locales,

V.l. DOMAINE GEOGRAPHIQUE ET CLIMATIQUE + On a déjà évoqué le fait que les intensités des averses tropicales sont beaucoup plus

élevées que celles des pays à climat tempéré, ce qui conduit à dimensionner des canaux et conduites de taille plus importante (pour une même protection en terme de période de retour, toutes choses étant égales par ailleurs).

+ Les phénomènes érosifs sont aggravés par les fortes intensités pluviométriques, particulièrement dans les zones à forte pente et dépourvues de couvert végétal.

+ Du point de vue sanitaire, la zone tropicale est plus sensible que les pays tempérés. En effet, le climat est propice : m au développement des maladies hydriques, situation aggravée par la submersion

fréquente des latrines par les eaux de pluie et la contamination des puits ; n à la multiplication des gîtes larvaires et des vecteurs de maladies dans les zones de

stagnation des eaux.

+ La proportion de sols nus (non couverts de végétation) est impcktante en Afrique, particulièrement en zone urbaine, ce qui accentue les débits ruisselés et les phénomènes érosifs.

+ L’Af?ique présente des situations très variables qui nécessitent, dans le cadre d’une démarche inter-afi-icaine, la recherche de solutions techniques diversifiées et adaptables aux différents pays, comme :

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3ydrologie Urbaine Quantitative - ~4ssamissement Pluvial 91

* dans les régions tropicales humides, le caract&re luxuriant de la végétation est un facteur agressif vis à vis des ouvrages de drainage. -

il les vents de sab3e constitüent un apport de matières fines contribuant aux dépôts dans les réseaux et au colmatage des techniques d’infiltration.

1 les périodes de saison sèche supérieures a 8 mois dans certains pays de la zone sahélienne. Durant ces périodes, les réseaux a ciels ouverts accumulent des déchets de toute nature et les produits de l’érosion (éolienne et hydrique de la saison des pluies passée) qui comblent progressivement les canaux. Finalement, les ouvrages d’assainissement ne fonctionnent que 4 mois sur 12.

. la nature des sols : sablonneux, marécageux, rocheux.

. la nature du relief: très plat ou très pentu.

V.2. DOMAINE TECHNIQUE

V.2.1. DE FAÇON GENERALE

+ La qualification de la main d’œuvre est faible en général, ce qui constitue une contrainte dans le choix des technologies à adopter au niveau des dispositifs des concessions ou des ouvrages collectifs.

+ La plupart des ouvrages des réseaux collectifs existants a été réalisé en ayant recours aux travaux à haute intensité de main d’œuvre (par opposition aux ouvrages préfabriqués et posés avec du matériel mécanisé).

V.2.2. AU NIVEAU COLLECTIF (DOMAINE PUBLIC) + Le réseau de voirie et l’essentiel des surfaces drainées sont en terre battue ou en laterite,

donc plus sensibles à l’érosion et à l’entraînement des particules dans le réseau.

+ Les réseaux à ciel ouvert occupent beaucoup d’espace (emprise sur la voirie) et occasionnent des nuisances, ce qui tend à les déconseiller dans les zones à fortes concentration humaine (zones commerciales, touristiques ou administratives).

+ Le système de collecte, de stockage et de traitement des ordures ménagères est loin d’être résolu dans la plupart des villes : m en saison pluvieuse, rares sont les systèmes opérationnels de capture des éléments

solides (grilles, bouches verticales). m en saison sèche, tes collecteurs à ciel ouvert constituent le lieu de déversement de

toutes sortes de détritus et de déchets solides. Une fois comblés, ils ne sont plus opérationnels.

+ La disponibilité des matériaux de construction locaux est déterminante dans le choix des techniques à mettre en œuvre (par opposition à l’usage de matériau importés) particulièrement pour permettre l’autoconstruction par les populations. On rencontre ainsi une préférence pour : l les fossés en terre ou creusés dans la roche. n les canaux en paroi en maçonnerie de pierre taillée, de moellons, en parpaings

cimentés ou en béton armé.

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Hydrologie Urbaine Quantitative - rissainissement P1uvia.I 52.

+ La conception des systèmes d’assamissement doit prendre en compte l’héritage du passe. 11 est difkile de sortir d’une logique d’équipement engagée depuis longtemps : q ouvrages généralement à ciel ouvert : les canaux collectent à la fois les eaux de pluies

et les déchets urbains. m les ouvrages recouverts de dailes ou wtemés sont dif3cilement accessibles pour

assurer les opérations d’entretien dans de bonnes conditions de travail : ils sont souvent laissés à l’abandon faute d’équipement mécanisé pour l’entretien.

. ies réseaux d’assainissement existants sont plutôt conçus pour drainer les eaux pluviales des voiries et non celles des habitations.

m i’absence de politique de contrôle des rejets d’eaux usées, voire des réseaux conçus a l’origine pour être unitaires : débit permanent, même par temps sec. Les canaux ‘unitaires’ deviennent des réseaux d’eaux usées 8 mois dans l’année.

. la conception technique est souvent à revoir : mise en œuvre d’ouvrages non autocurables (profil rectangulaire), mauvais calage topographique, choix des types d’ouvrages pas toujours adaptés au terrain (matériau, parois revêtues ou non, . . .).

m les assainisseurs doivent parfois gérer ou faire des propositions techniques d’amélioration de l’habitat dans des zones d’habitat spontané ou non maîtrisé.

+ Les connaissances techniques ont évoluées dans le domaine de l’assainissement pluvial : les ouvrages existant ont été dimensionnés sur la base d’hypothèses optimistes quand à l’estimation des coefficients de ruissellement , notamment ceux des surfaces non revêtues (cours de concession, terrains nus, voiries en terre , . . ,). Les études récentes montrent que les anciennes approches sous-estiment les débits ruisselés et donc le dimensionnement des ouvrages.

V.2.3. AU NIVEAU DES CONCESSIONS (DOMAINE PRIVATIF) + Les pratiques d’autoconstruction par les populations sont fréquentes dans le domaine de

l’habitat, mais aussi de l’aménagement sommaire du réseau tertiaire en l’absence d’intervention des services de l’état ou de la commune.

+ L’aménagement n’est pas toujours réfléchi du point de vue de l’écoulement des eaux (usées et pluviales), ce qui constitue une gêne pour les occupants.

V.3. DOMAINE LIE A L’OCCUPATION DU SOL ET A L’URBANISATION + La pression démographique, très forte en Afrique, et l’exode rural vers les villes

provoquent une urbanisation croissante des agglomérations. Selon les chiffres de l’UNESC0, l’Afrique admet un taux démographique de 5%, contre 1.5 pour l’Europe et 1.7 pour l’Amérique du Nord.

+ Les limites des circonscriptions urbaines sont imprécises, entramant l’extension démesurée des villes et par conséquent des réseaux de dessertes (VRD).

+ L’étalement en tache d’huile des agglomérations urbaines amène une imperméabilisation progressive des zones périphériques qui ont une importance croissante sur l’intensité des débits ruisselés : la capacité des collecteurs, conçus il y a parfois plusieurs dizaines d’années, devient insuffkante et le coût des nouvelles réalisations devient prohibitif

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Hydrologie Urbaine Qu&Mive - Assainissement Pluvial 93

+ Les quartiers périphériques, non revêtus, se trouvent en amont des centres anciens, qui se sont hist,oriquement impkntés à proximité des exutoires (activités piscicoles, disponihifité de l’eau pour iea activités agricoles, alimentation en eau potable, abreuvage du bétail, . . j : les reseaux existants dans les centres-villes recueillent des quantites importantes de sable et de matières en suspension.

+ Les zones à risques sont la plupart du temps occupées par les populations a faibles revenus, qui doivent gérer les conséquences des écoulements provenant d’autres quartiers plus aisés (coût moindre des terrains, absence de maîtrise de l’occupation du sol).

+ L’existence courante d’un droit coutumier du sol doit être prise en compte dans la définition du schéma d’assainissement.

V.4. DO~MAINE SOCIOCULTUREL + Les populations sont très sensibles à la gêne que procure l’absence de système fiable de

drainage, et les enquêtes réalisées montrent que les habitants sont souvent plus motivés par la résolution des problèmes de drainage des eaux pluviales que par l’amélioration des systèmes d’assainissement des eaux usées bien souvent défaillants, voire inexistants.

+ L’effort demandé aux populations pour améliorer l’assainissement de la ville ne peut déboucher sur des résultats sensibles qu’au bout de plusieurs années : on sait qu’il a fallu en occident plusieurs dizaines d’années pour aboutir à la situation actuelle.

+ Un certain nombre d’habitudes en matière d’assainissement sont solidement ancrées dans l’esprit des populations : . la notion de propre et de sale est variable suivant les zones géographiques,

l’appartenance ethnique ou la condition sociale. m La mise en place d’un systéme d’assainissement ne provoque pas forcément l’abandon

d’un certain nombre de pratiques : les comportements du monde rural persistent en milieu urbain en l’absence de programme d’éducation sanitaire.

m le fatalisme est très présent dans les mentalités des populations pour expliquer les maladies et probièmes résultants d’un mauvais assainissement.

n les populations considèrent que les ouvrages de drainage urbain (en système séparatif) servent aussi pour la collecte des eaux usées et la collecte des déchets solides. Le caniveau est perçu comme ‘le sauveur’ dans les zones subissant des problèmes sanitaires. Ceci peut s’expliquer par l’absence : - d’autres solutions fiables et viables pour résoudre ces problèmes. - d’actions de sensibilisation / formation des populations autour de l’assainissement

de du bon usage des équipements. B les habitants réagissent aux problèmes venant de Pamont, mais ne se soucient pas des

problèmes qu’ils génèrent à l’aval. . les habitants ne sont pas sensibilisés à l’utilisation des ouvrages et ils ne sentent pas

concernés par la prise en charge des canaux à ciel ouvert, surtout à partir d’une certaine profondeur - ils considèrent les ouvrages de drainage comme des décharges, q - ils ne se sentent pas responsables des déchets des autres.

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Qxlrologie lhbaine Cjuantitative - Assainissement Phva.l 94

- pour eux, l’entretien des caniveaux est du ressort des pouvoirs publics. Par contre, ils sont g&n&alement sensi’nlea à, la propreté du trottoir, des aei;or;ement au droit de leur concession.

= sitot que leur niveau de vie le permet, ies habitants imperméabilisent la cour de leur concession en la cimentant pour éviter de marcher dans la boue.

Dans les zones à problémes, on rencontre des dispositifs d’assainissement mis en place localement. Ii est recommandé de les recenser, de les évaluer et de s’en inspirer s’ils donnent satisfaction : il est plus facile d’améliorer des solutions existantes qui ont la préférence des populations.

Les populations sont disponibles pour participer à l’élaboration des projets collectifs et à la mise en place d’équipements publics susceptibles de leur faciliter la vie, ma.is elles sont rarement consultées à ce sujet.

La sensibilité aux aspects environnementaux ne semble pas un élément moteur susceptible d’influencer une politique d’assainissement des états. Les organisations de défense de l’environnement sont en nombre limité ou peu représentatives.

Pour des raisons culturelles, les populations ne sont pas disposées à habiter dans des immeubles à étages : la concentration de l’habitat sur des surfaces relativement moins importantes apparaît diffkile, ce qui constitue un problème majeur pour les urbanistes.

V.5. DOMAINE INSTITUTIONNEL + Les compétences en matière d’assainissement urbain sont dispersées entre différents

ministères, directions, services et structures. Selon les pays, on peut rencontrer des interventions (rarement coordonnées) qui relèvent des ministères ou directions Suivant(e)s : m services des eaux et de l’assainissement (gestion des réseaux). B environnement et tourisme, eaux et forêts et agriculture (protection des milieux

récepteurs, réutilisation des eaux, maraîchage dans les zones périurbaines). m action sanitaire et sociale (sensibilisation, latrinisation). l urbanisme et habitat (planification, schéma d’équipement). . travaux publics et transport (aménagement de voiries) n commerce et industrie (rejets industriels).

+ Il n’y a pas toujours de service désigné, organisé et disposant de crédits pour assurer la gestion et l’entretien des ouvrages : les plans de récolement des ouvrages d’assainissement n’existent pas et leur mise à jour n’est pas assurée (des portions entières de réseaux sont oubliées, voire comblées de terre).

4 Les décideurs chargés de l’aménagement urbain sont souvent éloignés de la problématique et des sujétions d’entretien et de fonctionnement qu’occasionnent les réseaux d’assainissement. m quand l’exploitant des réseaux d’assainissement existe, il n’est pas toujours consulté

fors de la conception de nouveaux équipements urbains par des aménageurs qui ne disposent pas forcément de compétences en matière d’hydrologie urbaine et d’hydraulique.

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H!xirologic Urbain Q~~~Aitative - Assainissement Phwizl 95

q Les ouvrages d’assainissement pluvial sont souvent inadéquats ou abandonnes car difkile à gQer.

La planification urbaine héritée du passé, parfois mal conçue, rend difficile Ha. mise en C.HIV~~ d’une politique délibérée en matiëre d’assainissement : les schemas directeurs d’urbanisme et les plans d’occupations des sols ne sont pas définis pour de nombreuses zones urbaines, autsrisant en particulier le lotissement de zones non viabilisées ou impossible à assainir.

L’assainissement suit les opérations d’aménagement au lieu de les précéder, ce qui amène des surcot%s importants quand il s’agit de ‘rattraper la situation’ par la suite : déplacement de réseaux, recalibrage, voire remplacements d’ouvrages qui deviennent sous- dimensionnés, réseaux sans exutoire, . . .

L’urbanisme opérationnel n’est pas maîtrisé (procédures de demande, permis de construire et contrôle de conformité) : l’habitat spontané peut ainsi se développer dans des zones hydrauliquement dangereuse (lit de marigots) ou dans des zones difficile à assainir,

Au niveau des concessions, aucun appui technique n’est mis à disposition des habitants, ce qui leur permettrait de concevoir l’aménagement de leur concession en prenant en compte l’assainissement des eaux (à partir de techniques autonomes par exemple). De nombreuses habitations construites ne disposent pas d’équipements sanitaires et les voies et lieux publics deviennent des sites insalubres.

Les interventions des concessionnaires du domaine public (électricité, eau potable, téléphone) ne sont pas concertées, ce qui amène selon les cas : . des surcoûts (déplacement de réseaux). . des contraintes sur le profil en long des réseaux d’assainissement parfois diffkile à

surmonter. Les premiers concessionnaires fixent leur loi, sans prendre en compte l’implantation des réseaux d’assainissement qui sont les plus contraignants du point de vue du profil en long (écoulement gravitaire).

Le droit de l’eau reste à élaborer dans de nombreux pays ; il ne saurait être une simple adaptation du droit de l’eau occidental et l’intégration des spécificités locales représente un vaste chantier.

V.6. DOMAINE ECONOMIQUE ET FINANCIER + Les coûts d’investissement en matière d’assainissement pluvial classique sont très lourds à

supporter, ce qui amène bien souvent les décideurs à occulter ce problème. Dans ces conditions, les aménageurs sont amenés à : l calibrer les ouvrages sur des fréquences de pluies plus faibles pour ramener les

ouvrages à une taille abordable, mais au risque de les voir déborder plus souvent. n privilégier l’équipement de certaines zones en fonction de leur interêt économique ou

social, au détriment des autres zones : les réalisations sont partielles et ‘accentuent les différences de statut social.

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QI Pendant de nombreuses armées l’assainissement pluvial n’a pas constitué une priorité pour

ies décideurs, ce qoi a amen& une cet-tante diffkulté 21 trouver les fonds nécessaires à ia realisation des ouvrages de drainage. n les problèmes dus A l’absence de drainage ou d’assainissement n’apparaissent pas rout

de suite, mais leur uoût devient de plus en plus lourd quand I’iwestissement est retarde.

m bien souvent, les financements sont plus facilement libérés à l’occasion de projets d’aménagements routiers, pour proteger l’investissement voirie. L’absence d’un bon assainissement routier se traduit par : - l’apparition de cheminements préferentiels de l’eau sur la chaussée plus ou moins

marqués. - le creusement des fossés et canaux non rev&us : déformation des sections

transversales et risques de déstabilisations des constructions, des ouvrages de franchissement (ponts, ponceaux, passerelles, . . .) et des ouvrages d’art.

- le déchaussement des canaux revêtus par des ravinements longitudinaux.

+ Les fonds destinés à l’assainissement ne sont pas toujours affectés à l’assainissement (cas de la taxe assainissement collectée par le service des eaux mais plus utilisée pour le renforcement des réseaux AEIP en Yabsence de politique d’assainissement).

+ La justification économique des investissements en assainissement est diffkile à établir en l’absence de données et d’études économiques pour prendre en compte tous les coûts induits par le manque d’assainissement.

+ Les projets d’assainissement pluvial sont bien souvent réalisés sous contrainte budgetaire, ce qui influence significativement les choix techniques.

+ La source de financement influence le choix des matériaux de construction, de la nature du réseau et du système d’assainissement, qui n’apparaissent pas toujours adaptés. Ceci est aggravé lorsque les concepteurs étrangers au pays ne sollicitent pas l’expertise locale.

+ Les ouvrages de protection des milieux naturels sont souvent négligés dans le financement des projets, ainsi que l’aménagement du réseau tertiaire.

+ Le recours aux travaux ‘à haute intensité de main d’œuvre’ est fréquent, justifié par 1e partage du travail et son moindre coût.

+ La promotion des entreprises locales et l’usage des matbiaux locaux permet une économie de devises non négligeable.

+ Les populations sont prêtes à participer au financement d’ouvrages d’assainissement, à condition que cela corresponde à un problème réel et jugé prioritaire par elles, et non un besoin défini en leur nom.

+ Les contraintes d’entretien des ouvrages classiques sont lourdes financièrement.

+ Parfois le population supplée spontanément à l’absence de services d’entretien : elle entretient et réalise elle-même des aménagements sommaires pour limiter les nuisances causées par les eaux de pluie.

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i-Iydr~logie Urbaine Quantitative - Assainissement PluviaI 97

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ANNEXES

Aménagement de la voirie et Evacuation des eaux pluviales extrait de [Heberling, 19851

Rétention des eaux pluviales extrait de meberling, 19851


- / - Hydrologie Urbaine Qwntitative - Assainissement Pluvial 101

AMENAGEMENT DE LA VOIRIE ET EVACUATION DES EAUX PLUVIALES

par Serolf HEBERLiNû

On ne peut jamais considérer l’assainissement de villes uniquement sous son aspect hydraulique, mais toujours aussi sous son aspect de l’urbanisme. La répartition et la densité des bâtiments, le matériel de construction et la manière de construire, le système de la voirie, sa largeur, son inclinaison et la nature du sol n’en sont que les conditions extérieures les plus importantes. Beaucoup de problèmes de l’assainissement sont provoqués par une planification de quartiers qui omet de considérer les effets qu’a l’aména- gement sur l’écoulement des eaux. C’est pourquoi il est nécessaire d’indiquer la relation entre l’aménagement et l’assainissement et d’en tirer 7 es conséquences.

L’aménagement de nouveaux quartiers a trois effets concernant l’écoulement des eaux pluviales:

(1) La quantité d’eau totale à drainer est supérieure à celle qui s’écoule sans aménagement, car les bâtiments et la compression du sol réduisent l’infiltration dans celui-ci.

(2) L‘eau ne s’écoule plus sur toute la largeur du terrain,

formant de petits ruisselets, mais elle est concentrée dans les rues en pente. Donc, la quantité d’eau par endroit augmente par rapport à auparavant.

(3) La vitesse d‘écoulement augmente du fait de la réduction du coefficient de rugosité du sol et de l’aplanissement des rues. Ce troisième effet peut également faire croître la quantité d’eau, surtout quand il s’agit de grands bassins versants.

Tcus les trois effets agissent donc dans une même direction: ils donnent à l’eau pluviale plus de force destructive qu’elle n’avait avant l’aménagement du terrain. Les fortes pluies en 1978 par exemple ont causé dans de nouveaux quartiers de Zinder des dé- gâts de plus de 40 millions de Francs CFA.

Il est évident que ces dégâts peuvent être au moins réduits, sinon même entièrement évités par un aménagement qui observe dès la planification l’évacuation des eaux pluviales. En ce moment par exemple on peut encore prévoir une rétention des eaux dans les parcelles et dans des bassins ce qui serait difficile à organiser après la mise en valeur de tout le quartier.

L’orientation des rues offre plusieurs possibilités pour en arriver à un lotissement raisonnable en respectant le plus possible l’évacuation des eaux pluviales. Les fonctions primaires du réseau de la voirie, c.à.d. accès aux parcelles, communication entre

ELER -- Ecole Inter-Etats d’Ing&îeurs de 1’EGpîpement Rural François-Nobel CRES

-8-

Hydroiogie U%sine Qmth.dve - Assainissement Phvial 102

habitants, liafson entre quartiers, et - plus gén&rai ‘- chemins pour piétons, animaux, deux-roues, voitures de tourisme,# camions

et bus, doivent bien sûr être également garanties,

i AMENAGEMENT D'UN QUARTIER PAR LE RESEAU DE LA VOIRIE

L'orientation des rues dans un quartier distermine la position des Plots et des parcelles. Il est donc nécessaire de se rendre compte avant la mise en valeur d'un terrain des conséquences de l'orientation, fixée dans le plan de lotissement. Elle a des effets sur l'exposition au soleil des parceiles, sur la fason .de s'orienter dans le quartier et sur la possibilité d'atteindre le centre-ville ou autres points importants sans trop de détours. Néanmoins ces problèmes ne touchent guère l'évacuation des eauX pluviales.

C'est l'inclinaison des rues par rapport à la pente naturelle qui est le point important du sujet ici traité. Quand le tracé des rues est une fois fixé et le terrain loti, peut-être même déjà mis en valeur, un changement n'est plus possible sans causer de problèmes sociaux, financiers et éventuellement de construction.

En principe il y a trois différentes possibilités pour prévoir le réseau de la voirie par rapport à la pente naturelle d'un terrain donné:

(1) Les rues sont tracées parallèlement et perpendiculairement aux courbes de niveau.

(2) Les rues sont tracées en biais des courbes de niveau de telle facon que l'eau, cou'fant dans les rues, soit rassemblée dans un collecteur au centre du quartier.

(3) Les rues sont également tracées en biais des courbes de niveau, mais de telle facon que l'eau se disperse et coule vers les côtés du quartier.

Les avantages et les inconvénients de ces trois solutions seront discutés sur le principe ci-dessous dans un quartier d'environ 15 ha, situé sur une faible pente. De plus un aménagement de ramification hiérarchique est p&sent& comme alternative à

'l'aménagement perpendiculaire habituel.

1.1 Tracé perpendiculaire

L'aménagement d'un quartier par des rues perpendiculaires et parallèles aux courbes de niveau (voir fig. 1) se rencontre dans toutes les villes du Niger. Son grand avantage est la facilité de tous les travaux topographiques nécessaires. Il suffit d'un minimum de points de repère pour étabfir le système entier.

De plus cette manière de lotir produit des parcelles qui sont toutes de même taille et de même forme. Cela évite non

ElER - Ecole Inter-E$ats d’Ingtieurs de 1’Equipement Rural Franç&No& fI%ES

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-4-

103

seulement la discussion si une parcelle rst préférable a une autre, mais aussi le probl6m2 d'évaluation des parcelles au point de vue prix ou taxe. L'orientation vers les points cardi- naux et par rapport à l‘inclinaison du terrain est la même, de sorte toutes les parcelles peuvent être aménagées a' l'intérieur de la même façon. ia seule différence restant2 est la position de la rue vis à vis des parcelles: en aval ou en amont.

FIGURE 1: Tracé perpendiculaire

En ce qui concerne l'évacuation des eaux pluviales, ce système d'aménagement peut présenter les inconvénients déjà discutés ci- dessus. l'eau *n'est pas dirigée, mais elle peut prendre le chemin le plus facile et le plus rapide dans les rues perpendiculaires aux courbes de niveau. Il est à peine possible de freiner sa course et si l'on souhaitait prévoir un équipement public en aval sur une parcelle plus large, l'eau se heurterait à cet obstacle avec toute sa force. Un tel système, une fois installé, détermine donc

nettement l'occupation du sol en aval.

Par contre dans les rues parallèles aux courbes de niveau l’éva- cuation peut devenir difficile au moindre creux. L'eau commence à stagner en formant des flaques qui attaqu,ent les constructions dès qu'elles les atteignent. Un deuxième aspect des rues sans inclinaison doit être mentionné, bien qu'il n'ait pas encore d'importance. Au cas, où à un moment donné une évacuation des eaux usées se montrera nécessaire, il sera difficile d'installer un système atteignant toutes les parcelles avec l'inclinaison minimale nécessaire.

E?&@ - Ek# I@@ats d’ingénieurs de I’Equipement Rural ,.-MB

Hydrologie Wbaine Quantitative - Assainissement Pl~iai 104

Vu las avantages et fes inconvénier>ts de cet aménagement, on peut en conclure, qu’il est sûrement adapté à certaines mises en ya 1 eut-, surtout quand ii s'agit. d'un terrain en pente douce ou situé dans un petit bassin versant. Mais il faut se rendre compte que si ‘les eaux de pluie accumulées ne posent pas de problèmes en aval du quartier prévu, ce peut être éventuellement le cas pour un ancien quartier ou pour un équipement public déjà existant.

1.2 Trace vers le centre

Pour éviter des rues trop pentues d'un côté et des rues trop planes de l'autre, il faut les tracer en biais des courbes de niveau. En général, on ne va pas garder le système habituel rectangulaire, mais plutôt prévoir des croisements de rues à angles aigus et obtus, pour donner à l'écoulement la direction souhaitée (voir fig. 2).

f

100 m

FIGURE 2: Tracé vers le centre

Dans ce cas, *les îlots non plus ne peuvent rester rectangulaires, mais prennent la forme de parallélogrammes. Les parcelles peuvent être loties de façon rectangulaire, à l'exception de celles situées aux coins des îlots. De toute manière il faut faire attention à ce que les angles choisis ne soient pas très supé- rieurs ou inférieurs à 90 degrés, pour que les'parcelles ne deviennent pas beaucoup plus longues que larges.

Dans l'exemple présenté ci-dessus, le collecteur central, qu'il soit une rue drainante pavée ou un canal, coupe les courbes de niveau

EIER - Ecole Inter-Etats d’Ing&niems de 1’Equipement Rural François-Noël CRES

S~US environ 70 degrfs, les wes d'accès so9s 23, respectivement

45 degrés, l3e îetté façon l'&.zouienent s"effectue i une vitesse diminuée, les voies d'hcoulement ne se croisent pas et une des- serte ultérieure d'eaux usées ne poserait pas de grobi&le. Naturellement la voie considérée comme collecteur d'eau pluv9ale doit être confondue avec une rue principale.

Comme au trac6 perpendiculaire, il est nécess3ire d'observer le sens d'écoulement des eaux quittant le quartier. Un obstacle serait encore plus fortement attaqué, parce que l'eau pluviale ne sort plus qu'à un seul endroit, donc en plus grande quantité. Mais contrairement au tracé perpendiculaire, la quantité d'eau sortante est plus facile à estimer et le point de sortie à définir.

1.3 Tracé vers l'extérieur

Ce troisième exemple d'aménagement principal (voir fig. 3) ne semble varier que peu par rapport au deuxième, En effet, le trafic s'organise probablement à peu près de la même facon et les îlots se ressemblent également. Mais la différence essen- tielle se trouve dans la possibilité d'évacuation des eaux pluviales.

FIGURE 3: Tracé vers l'extérieur

Tandis que dans l'exemple précédant toute l'eau se concentre au milieu du quartier, une grande partie de l'eau est ici guidée vers son extérieur, en supposant que'elle y puisse s'infiltrer dans le sol ou s'écouler sans difficultés.

L'avantage de cette solution est la diminution des eaux plu-

EIER -%&fe%t&-E&s d~&d~?~&~&t ht&’ a r e ’ emp ’ e dan ’ ’ e %!#&&‘%&l CRES

avoisinant en ava!, il se oosent déjà des difficultés d'évacuation

d'eau, un aménagement pareil peut être considkré.

Un point critique du système est le croisement des rues, où deux voies d'écoulement se rencontrent pour continuer dans deux directions différentes. Si les quantités d'eau arr-avant à ce noeud sont trop importantes, il faut craindre les turbulences qui

présentent un danger pour toute construction située à cette bifurcation.

te danger peut être réduit par une direction principale d'evacuation, où les rues sont nettement plus en pente que dans !'autre direction, Dans 1 'exemple, l'angle entre les rues et les courbes de niveau est pour une direction de 50 à 70 degrés, mais seulement de 10 à 20 degrés pour l'autre direction.

Une solution plus efficace, mais aussi coûteuse est de prévoir pour une direction le drainage par rues pavées, pour l'autre le drainage par caniveaux. Aux croisements, les caniveaux nécessitent un passage souterrain et les deux voies d'écoul-ement se touchent

à peine.

On peut résumer que les avantages de l'aménagement en biais des courbes de niveau sont surtout la diminution de la vitesse d'écoulement et la possibilité de canaliser l'eau vers l'endroit voulu du quartier. Un certain danger pour les constructions au ,coin aval des bifurcations doit être prévenu.

1.4 Tracé ramifié

82

NTRE-VfLLE

.E

._.-1

un dernier exemple montre ?e tracé en biais des courbes de nivenu, mais de facon ramifiée (vcir fig. 4). La Caracteristique du tracé 7-,5~ifié est le fait que la voirie n'est plus maiilée au même degr,? .sou~* les voitures que pour les piktons et ies deux-roues.

Voitures de tourisme, camions et bus trouvent dans le quartier une rue transversale principale avec deux bifurcations importantes, dont l'une est combinée avec une place publique. L'emprise de ce reseau primaire pourrait être de 15 m.

Le,réseau secondaire ne sert plus qu'à atteindre tous les 'ilots du quartier. Son emprise est d'environ 10 m. La troisième caté- gorie de rues garantit finalement l‘accès à toutes les parcelles. Bien que cet accès soit possible aussi bien pour les véhicules que pour les piétons, les rues sont moins attrayantes pour le li-afic motorisé, car elles n'ont qu'une emprise maximale de 8 III. Dans ces rues la sécurité des piétons est plus granle que dans les rues de première catégorie.

,

Même si les problèmes de trafic ne sont qu'à peine sensibles dans les villes du Niger, il faut s'attendre à ce qu'ils augmentent d'année en année, vu la croissance du nombre des véhicules, De plus les habitants profitent dès aujourd'hui d'un tel tracé ramifié, parce qu'il soutient la constitution d'un centre dans le quartier, Le centre est une des conditions nécessaires à une vie sociale et à un sentiment d'identification avec le quartier.

2 CARREFOURS ET EMPRISES

Mis à part le tracé des rues, l'aménagement de la voirie au Niger montre deux caractéristiques essentielles:

(1) les carrefours par croisement de rues et

(2) les emprises larges des rues.

Dans un système de voirie non-hiérarchique, les croisements sont le; éléments adéquats pour s'orienter et pour atteindre chaque lieu dans le quartier sur un chemin relativement direct (le plus grand détour possible est de l'ordre du facteur 1.4).

Mais dar.; un système de voirie hiérarchique il faut différencier les rues de grande, de moyenne et de petite importance pour le trafic. Cela s'exprime non seulement par les différentes emprises des rues, mais aussi par les différentes possibilités qu'offrent ces rues à la vie sociale urbaine.

Un aménagement hiérarchique n'est pas soutenu de façon efficace par des croisements de rues, mais bien plus par des embouchements, où la rue subordonnee débouche dans la rue supérieure sans la croiser (voir fig. 5). De cette manière la hiérarchie devient visible et compréhensible pour tous les passants.

w ~ - - : I * - - - * ‘ - , “ “ . , “ . . . , . . . . ~ , , , . . . , - I . . . . . “111. .V. . . , . . - , - . , . / , _ , .,_~ . ,

- i4 ‘-

Iiydro@ie Urbahe Quantita~tive - Assainissement Pluvial

FIGURE 5: Carrefour par croisement et par embouchement

Un autre argument important en faveur des embouchements représente la sécurité pour le trafic motorisé: Il y a dans un croisement 28 points où les différents sens de trafic se rencontrent, alors qu'un embouchement n'en a que 6. Les lieux d'accidents possibles sont donc plus que quatre fois plus nombreux pour un croisement que pour un embouchement. Figure 4 montre l'aménagement d'un quartier sans croisement de rues de la même catégorie.

L'autre caractéristique d'aménagement est l'emprise large des rues. Evidemment une telle emprise donne beaucoup de possibilités quant à l'utilisation des rues. De plus elle prévoit des besoins éventuels futurs, pas encore connus. Mais ces arguments ne peuvent pas être réclamés pour toute la voirie urbaine.

Certes, dans les quartiers d'aujourdhui on trouve aussi des rues moins larges. Mais il serait possible et souvent souhaitable d'aller plus loin dans cette conception et de réduire les standards d'emprise, sans bien sûr perdre la hiérarchie nécessaire.

Entre les emprises des rues et le surplus en surface et en distances existent des relations simples (voir fig. 6):

SSN = (Li+Pi)EL - (Li+Pi)ES + EL' - ES2 .a ,OO 7 *

Li. Pi + (Li+Pi)ES + ES2

DSN = EL - ES Pi t ES

* 100%

avec SSN = surface supplémentaire nécessaire DSN = distance supplémentaire nécessaire

E: = emprise standard (ici: 8 m) = emprise large

LI = largeur des îlots (côté étroit, ici: 60 m) PI = profondeur des ilots (côté longue)

EIER - Ecole Inter-Etats d’Ingbn.iews de 1’Equipement Rural François-N@I, CRES

Une plus grande surface est nécessaire, quand les ,îlots sont petits, entourés de rues larges. par exemp?e un quartier avec des rues de 30 m d'emprise et des îlots de 12 parcelles seulement est de 62,l Z plus grand que quand on prévoit une emprise de 8 m seulement .

60

50

40

30

20

10

a

b

C

a,b,c

a

b

C

I 1 I I >

8 10 15 20 25 30 m

FIGURE 6: Croissance de la surface d'un quartier et des distances dans celui-ci par des différentes emprises de rues:

croissance de la surface: ,-M-I croissance des distances vers le centre-ville,

îlots perpendiculaires à la direction: -e-e- croissance des distances vers le centre-ville,

îlots parallèles à la direction: a îlots de 90 sur 60 m (72 parcelles 15 sur 30 m); b îlots de 120 sur 60 m (16 parcelles): c îlots de 180 sur 60 m (24 parcelles).

Les distances dans le quartier ne dépendent pas seulement de la largeur des rues, mais aussi du fait si le côté large ou le

côté étroit est dirigé vers le centre-ville. Un aménagement par rues de 30 m d'emprise peut augmenter les distances de 32.4 %.

Le besoin en surface ne pose généralement pas de problèmes dans un pays aussi étendu que le Niger. Seulement, quand il y a des obstacles naturels (mares, rochers, goulbis, fleuves etc.), des occupations du sol importantes (jardins, plantations, reboise- ments) ou un périmètre urbain trop proche, la croissance d’une ville peut devenir difficile.

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Hydrologie Urbaine Quantitative - Assa4nissement Phvkir 1 6 -

Les consk+~ences d ' un surpl us @pi diSX.atlCeS Sont beaucoup plus graves pour ia population aussi bien que pour l'administration. La population ressent l'augmentation des distances dans des trajets plus longs pour arriver aux éauipements publics, aux magasins, à un lieu de travail, ou chez des amis. Pour les véhicules motorisés elle signifie une plus grande consommation de carburant, donc plus de frais et plus de pollution de l'air.

L'administration est concernée par les différents réseaux infrastructurels techniques. Non seulement l'aménagement et l'entretien de la voirie, mais aussi les mesures pour évacuer l'eau pluviale, les installations d'approvisionnement en eau et en électricité et même le ramassage des ordures d.eviennent plus coûteux.

La discussion des standards reste alors à déterminer non seulement sous l'aspect fonctionnel, mais aussi sous cet aspect économique,

Le but doit être d'en arriver à des standards d'un coût réduit, garantissant néanmoins entièrement le fonctionnement de la voirie.

3 EXEMPLE O'UN QUARTIER DANS LA VILLE DE TAHOUA

L'aménagement habituel au Niger avec un tracé perpendiculaire aux courbes de niveau, un grand nombre de croisements et des emprises relativement larges se retrouve dans un quartier type de .la ville de TAHOUA, avec environ 44 000 habitants quatrième ville du Niger après Niamey, Zinder et Maradi (voir fig. 7).

3.1 Topographie de la zone du projet

La zone du projet a une pente irrégulière vers le sud avec des courbes de niveau entre 364 et 384 m. La pente du terrain naturel varie entre 0 et 12 % (voir fig. 8).

La majeure partie des eaux de ruissellement se déverse d'abord dans une dépression peu profonde à la limite du centre-ville, puis plus loin dans une 2ème dépression avant de se jeter dans le Kori situé au nord-est. Dans chacune des deux dépressions se forme une mare pouvant stagner pendant un'à deux mois après la saison des pluies.

A la limite est se trouvent quelques carrières de banco jouant le rôle de bassins de rétention. L'extrème nord-est déverse ses eaux directement dans la grande vallée qui reçoit la presque totalité des eaux de la ville. Les parties nord et ouest sont limitées par des zones parsemées de collines et de dépressions. Les courbes de niveau y varient entre 375 et 390 m. Il n'existe pas de crevasses ni de très fortes pentes dans toute la zone du projet.

EIER - Ecole Inter-Etats d’Ingtieurs de I’Equipement Rural François-Noël CRFS

H?drofogie X?+~X&& Qkiantitaiive - Assainis&ment Pluvial 17 -

3.2 Plan d'occupation du soiet mise en valeur

Le superficie totale de la zens lotis.

du projet est de 123,69 ha dont ?16,63 ha

FIGURE 7: La ville de TAHOUA et la position de la zone du projet

Comme type d'habitat il a été essentiellement prévu:

L (1) 'I'habitat dit traditionnel avec divers équipements

publics dont un lycée d'état, un terrain de sport et une arène de lutte déjà construits.

(2) l'habitat moderne, constitué par 20 logements déjà construits pour les cadres de l'état.

La voirie, composée d'un réseau maillé dense de rues de 10 m, 15 m et 20 m occupe plus de 30 % de la superficie totale. Les surfaces réservées quant à elles ne représentent que 12 %.

EIEF! - Ecc+ Inta-Etats d’Ing6nieurs de 1’Equipement Rural François-Noël CRES

La répartition globale est :a suivante:

_- habitat trad5tionnel - habitat moderne - équipements pub1 ics - voiries - surfaces réservées

Tota 1

514~37 ha 46.6 % Y, 78 ha 1.5 % 9.76 ha 8.4 %

36,58 ha 31,4 % 14.17 ha 12.1 %

__--v- -----

116.65 ha 100,o %

FI&?E 8: Ruissellement naturel dans la zone du projet

Le nombre total des parcelles est de 1156 dont 1136 pour l’habitat traditionnel et 20 pour l’habitat moderne. La superficie parcel- laire moyenne est donc de 479 m2 pour l’habitat traditionnel et de 890 m2 pour l’habitat moderne. A l'heure actuelle on peut estimer a’ peu près à 30% le nombre de parcelles mises en valeur.

En considérant une moyenne de Il personnes par ménage, la population totale de la zone du projet s’élèvera à 12700 habitants, ce qui représente une densité nette de 226 hts/ha, brute de 110 hts/ha.

François-Noël CRES

3.3 Evaluation de l'aménagement

La zone dti projet est amenagée par un filet perpendiculaire de vcirie. Une fa?ble hiérarchie est constituée dans une direction par la largeur des rues No. 3, 5 et 8 et dans l'autre direction par les rues 1, L et 0. Par rapport aux courbes de niveau, le tracé des rues est CU parai!è!e , cu perpendiculaire.

FIGURE 9: La zone du projet et l'évacuation des eaux pluviales

Mises à part quelques exceptions, les îlots sont tous rectangulaires, le côté large tourné vers le centre-ville. Ils ont des largeurs de 50 m et des longeurs de 50 à 250 m. Les petites dimensions de beaucoup d'îlots et l'emprise relativement large des rues sont la cause de la grande consommation de surface par la voirie (plus de 30 % du terrain).

Presque tout le lotissement ne représente qu'un bassin versant (voir fig. 9). Ce n'est qu'au nord, où se trouve une petite colline, que l'eau coule aussi vers l'extérieur du quartier, Mais le réseau de la voirie n'en tient pas compte et garde exactement sa direction. Des petits bassins sans issue au nord-ouest du quartier n'influencent pas non plus la régularité du système de la voirie. qu'au sud de la zone du projet que le tracé perpendi légèrement modifié, évidemment pour tenir compte du

ErER - w~m~PwIew&K&uilp@mepitwd.

Ce n'est culaire est changement

François-N&i CRES

.

Un point spécialement critique pour l'évacuation des eaux plu- mater se trouve a' l'endroit du lycEe, la ou' une rue principale (No. 8) aboutit sans continuation dans une autre (rue L). Le chemin d'écoulement est bloque -ici par un grand mur contournant les SQtiments du lycée. La protection de ce mur contre l'&rosion des eaux pluviales sera sans doute difficile.

FIGURE 10: Aménagement alternatif d'un quartier (SCHULZ-EHLBECK 1985)

II existe aussi autre part des problèmes liés au fait, que 'les rues principales ne sont pas toujours des chemins favorables à l'évacuation des eaux pluviales. Par exemple la rue 0 est tracée trop au nord pour pouvoir recevoir le colfecteur central de la zone du projet, Il devrait plutôt être installé dans la rue P.

Une conception fictive, dans laquelle les besoins d'évacuation des eaux pluviales ont été plus strictement observés, montre le plan d'un aménagement alternatif du même quartier (voir fig. 10). Il se base sur un genre de tracé ramifié, mais l'orientation des rues est restée généralement perpendiculaire au courbes de niveau.

Cet exemple peut faire comprendre qu'il y a toujours plusieurs possibilités quant à l'aménagement d'un quartier, et que chacune d'elles présente ses avantages et ses inconvénients. C'est aux responsables de décider de l'importance de ceux-ci, afin de fixer l'aménagement à réaliser définitivement.

EfER - l%& Inter-Etats cVIngdnieurs de 1’Equipement Rurai François-Noël CRES

- 2i - Hydrologie Ur&ine Qwmthtive - Assainissement Pl~i~1

par Raimuod HERZ

La lutte contre l'érosion et les inondations, provoquées par 'l'écoulement accru des eaux pluviales dans les zones urbaines peut être menée efficacement en prévenant la réunion de grandes quantités d'eau oui ne sont olus maîtrisables ainsi. Pour cela, il faudrait retenir'l'eau de pluie si possible là où elle tombe p0L.W

l'infiltrer, l'évaporer ou du moins la retarder dans son

écoulement,

1 Réduction de l'ecoule,ment des eaux de pluie

L'écoulement des eaux de pluie peut être réduit par des mesures prises sur les parcelles, dans le voisinage et en-dehors du quartier.

1.1 Sur la parcelle

L'évacuation de grandes quantités d'eau peut être réduite en retenant ou en infiltrant une partie des eaux de pluie directement sur les parcelles. Ce qui est fait à un certain degré par les

toits plats de l'habitat traditionnel et par la clôture des par- ce1 les. Des constructions non clôturées et des toits de tuiles ou . en tôle réduiraient leur capacité de rétention et aggraveraient donc les problèmes de l'évacuation des eaux de pluie. Le dévelop- pement des villes va malheureusement dans ce sens-là. On peut

atténuer cela en aménageant de petits bassins d'infiltration ou-de rétention, ou en collectant dans des citernes l'eau des toits de tuiles, que l'on pourra réutiliser pour le ménage ou pour l'arro- sage des plantes.

Quantité de pluie estimée par parcelle

Au Sahel, les précipitations varient beaucoup selon les régions et d'une année à l'autre. Par ailleurs, les quelques stations de mesures ne possèdent pas encore assez de données pour faire des analyses précises. Une évaluation de ces quantités peut toutefois être faite d'après la formule de REINHOLD, si l'intensité de la pluie de 15 minutes dépassée en moyenne une fois par année est connue (voir rapport MAIKIBI). L'application de cette formule au Sahel n'est cependant pas sans poser quelques problèmes.

C'est pourquoi on applique souvent la formule de MONTANA pour le dimensionnement des ouvrages d'assainissement, une formule qui prend en compte les paramètres spécifiques à la zone du Sahel et qui s'exprime par:

BIER - Ecole Inter-Etafs d’Ing&ieurs de 1’Equipement Rural Ikmçois-NM CRES

PTydroSogie ‘Urbaine Quantitative - Assahissenmt Pluvial 115

i = at -4

at:ec i intensité de la pluie immlmin) & durée de la pluie (m.;n) a,b paramètres correspondant aux ccnditions

locales

pour les projets d'assainissement de Maradi (1974), Zinder (1979) et Niamey (1981), les valeurs des parametres étaient

7,Oc a < 7.8 b = 0.5

Il en résulte l'intensité d'une pluie décennale. Les canalisations sont pourtant dimensionnées pour des intensités plus faibles qui seront dépassées plus souvent. Les facteurs d'une réduction correspondante peuvent être déterminés par la relation de la formule de REINHOLD:

f(n) I n-o*25 - 0,369 avec n fréquence de la pluie par an

La pluie décennale d'après MONTANA est ainsi réduite par le facteur 0,45 pour la pluie annuelle, et par le facteur 038 pour la pluie biennale. On en déduit la formule approchée suivante, donnant la quantité d'eau tombée durant le temps t pour une

5 réquence

de 2 ans, sur une parcelle d'une surface de 15x30 = 450 m .

V = 2-+? (m3>

La figure 1 représente cette fonction pour différentes fréquence;.

VOLUME DE PLUIE SUR UNE PARCELLE DE L50m2

m3 70

60

50

LO

30

20

10

0

n=O.l

n=0,2

n=O,S

n=l,O

0 1 2 3 4 5 6h

DUREE DE LA PLUIE

FIGURE 1: Volume de pluie en fonction de la durée et de la fréquence

EIER - Ecole Inter-Etats d’I.ughieurs de 1’lZquipernent Rural François-Noël CRES

La quantité d'eau augmente dégressivement avec la duree de la pluie. Une dur&e définie correspond à une valeur qui peut être atteinte voire dépassée avec une certaine fréquence. Par exemple, pOüF une pluie de 6 heures, dépassée, par année (n =

la quantité d'eau afteinte, vojre

ans 3(n 1) s'étèye à environ 30 m , tous les 2

= 0,s) elle s’élève à 38 m et tous les 10 ans (n = 0,l) à 66 m ,

Quantité d'eau à retenir

De telles quantités d‘eau ne peuvent évidemment plus être retenues sur la parcelle sans gêne pour les habitants. Pour une parcelle plane avec une superficie batie de 60 %, il faudrait des seuils d'entrée hauts de 30 cm et protéger jusqu'à cette hauteur les murs en argile, ou alors creuser un grand bassin. Bien sûr, ces solutions ne sont pas acceptables.

Les dimensions d'un bassin de retenue diminuent dès que la vitesse d'infiltration de l'eau augmente. Pour cela, on peut aménager un puits d'infiltration. Sa capacité d'absorption dépend de la per- méabilité du sous-sol, de son diamètre et de sa profondeur. Un puits qui infiltre environ 1 l/s réduirait déjà sensibjement les dimensions du bassin. Une pluie de 6 heures de 403 m environ pourrait alors être recueillie dans un bassin de 20 m seulement, par exemple, un bassin d'une profondeur de 0.5 m et de 7 m de diamètre autour d'un arbre.

Mais il n'est pas nécessaire de retenir l'eau d'une pluie aussi longue sur la parcelle. En effet, les routes et les canaux sont dimensionnés pour les pluies de pointe de 10 à 15 minutes. Pour des pluies plus longues et d'intensité plus faible, ils sont donc disponibles pour l'évacuation des eaux de la parcelle.

Le bassin d'infiltration peut ainsi être réduit à condition de prévoir un déversoir vers la route. Ce déversoir est indispensable d'une part, pour une pluie plus abondante d'une fréquence plus faible. D'autre part, dans le cas de 2 pluies successives, l'eau de la première pluie n'est peut-être pas encore infiltrée entière- ment. Aujourd'hui, l'évacuation des eaux pluviales de la parcelle se fait déjà de cette manière, en général par la porte d'entrée.

Le bassin devrait au moins pouvoir recevoir la pluie de pointe de 15 minutes. Ce qui est possible dans un bassin assez plat autour d'un arbre, comme le montre la figure 2.

L'aménagement d'un tel bassin pourrait être entrepris par les propriétaires eux-mêmes, d'autant plus que ce bassin est bénéfi-

que à la croissance de l'arbre qui rend la cour plus habitable. Il semble cependant plus délicat de vérifier si la capacité de rétention ne sera pas diminuée lors d'une utilisation plus. inten- sive de la parcelle. Il faut éviter que le bassin ne se remplisse trop tôt et surcharge la rue durant la pluie de pointe.

Sous réserve' que ce système fonctionne bien, la superficie des

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parce:1es peut être exclue de la détermination du d&it de poii?te et la voirie urbaine constituerait la seule superficie à drainer pendant la période décisive. Dans ce cas, viales par ies rues

le débit des eaux P~U--. se réduirait de moitié à peu prk. En cor?;&--

quence, l'érosion serait supprimée et la construction coûteuse de canalisations évitée. Vu ces avantages économiques, il serait donc souhaitable de réfléchir comment on pourrait contrôler la capacité de rétention des eaux pluviales sur la parcelleV au cas où cela s'avère nécessaire.

COUPE A-A

FIGURE 2: Mini-bassin de rétention et d'infiltration sur la parcelle

1.2 Dans le voisinage

Au cas où le contrôle des eaux pluviales sur la parcelle n'est pas possible, on peut recourir à d‘autres possibilités qui consiste- raient à réduire les quantités d'eau à évacuer dans le' domaine public ou senti-public. La figure 3 représente un bassin de réten- tion pour un bloc de 48 parcelles d'une surface totale de 2.6 ha.

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.Hydrologir Urbaine Qwbative’- Assainissement Pluvial 119

COUPE A-A

FIGURE 3: Schéma d'un bassin de rétention et d'infiltration au milieu d'un bloc d'habitat.

Pour une'pluie biennale de 15 minutes, il faut prgvoir un bassin de rétention et d'infiltration d'un volume de 400 m au milieu de ce bloc, à une profondeur moyenne de 1 m. Dans le cas où les

parcelles qui s'orientent vers les rues extérieures seront éva-

cuées au-dehors du bloc, la profondeur du bassin est réduite de moitié. Le puits d'infiltration sera aménagé à l'endroit le plus profond de ce bassin. Lors d'une pluie durable, l'eau s'écoule par

un trop-plein dans le réseau de collecteurs. L'eau infiltrée est

également bénéfique aux arbres. Ces derniers font de la place centrale un endroit agréable pour les habitants et en font le terrain de jeux idéal pour les enfants.

C'est ainsi que la place peut jouer un rôle essentiel dans l'habitat, excepté les quelques jours où elle est inondée. Une borne- fontaine et un dépôt d'ordures près de l'entrée principale, peu-

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Hydrologie Urba.ine Quantitative - Assainissement Pluvial.

.dent être aménages pour renforcer cette fonction: ! 'eau déversée par la borne-fontaine peut s'écouler dans le puits d'infi?tration; le dépôt d'ordures, qu'il faudra vider régulierement 3 part;r de

la rue, évitera ?'accumu?ation de déchets sur ;a place-&ne.

1.3 En dehors du quartier

Si l'eau de pluie ne peut pas être retenue sur les parcelles, sur des places locales ou dans des déblais le long des rues, par où elle s'infiltre et s'évapore, elle se transforme en flots puis- sants qui ne peuvent être évacués que dans de grands canaux en terre ou en béton.

Ces canaux sont très chers et présentent surtout des coupures gênantes dans la ville, ce qui demande la construction coûteuse d'ouvrages pour les traverser. Pour réduire la section des canaux, des petits bassins de rétention peuvent etre aménagés à certains endroits. Ces bassins peuvent soit recevoir la totalité des eaux de pluie, soit freiner leur vitesse d'écoulement pour diminuer la section des ouvrages de sortie. Pour cela, on pourra uti.liser au Sahel les carrières de banco et les espaces libres inondables avec puits d'infiltration et plantation d'arbres.

En dehors de leur fonction de rétention et d'infiltration de l'eau de pluie, ces bassins doivent également avoir d'autres fonctions utiles. Par conséquent, il faudrait éviter de construire des bassins de retenue à caractère purement technique et monofonction- nel, par exemple cas de Dosso, Niger.

Dans tous les cas, il est préférable d'avoir un grand nombre de plus petits bassins de rétention qu'un nombre réduit de très grands bassins, parce que les grands bassins d'infiltration posent une série de problèmes:

- Les embouchures des canaux et les puits d‘infiltration sont souvent en mauvais état.

- Les puits doivent être protégés contre la pollution et l'ensa- blement.

- Les bassins doivent être nettoyés après la saison des pluies pour pouvoir en refaire des terrains de jeux.

- Les jeunes arbres doivent être protégés. - Le plus souvent, on ne peut empêcher le rejet d'eaux usées en-

dehors de la saison des pluies. Ce qui fait que les bassins ne sont jamais entièrement secs et posent par là des problèmes d'hygiène.

- Parce que ces bassins sont situés en dehors des zones d'habitat et que, de ce fait, personne ne se soucie de leur état, ils sont souvent uti1isés.à d'autres fins (défécation, dépôt d'ordures, parc à bétail).

- Pour pallier les problèmes hygiéniques, la commune se ver- rait alors obligée de les clôturer, bien que cela entraînerait une perte de superficie pour l'activité urbaine.

Une autre possibilité plus économique est d'utiliser des carrières de banco comme bassins de rétention. Ces carrières sont situées

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pour la p?upar t dans des depressions et le long des voies nature?-- les d'&cou?ement. Cw~traire~ent aux bassins artificiels, les car- rieres de banco sont créées spontanément et ne demandent pss d'investissements importants de la part de ?a commune. Le volume total d'exploitation est dans l'ensemble supérieur à la quantité d'eau tombée au cours d'une pluie de durée quelconque.. En effet, pour la constructign traditionnel?? en argile, il faut prévoir environ 0.2 à 0‘3 m de banco par m de parcelle, csest à dire 200 à 300 mm. En plus, le besoin en argile pour l'entretien exige un volume additionne? considérable. Pour le bon fonctionnement comme bassins de rétention, la quantité de banco extraite doit donc être supérieure à ?a quantité d'eau de ruissellement du bassin versant correspondant.

Même si les carrières sont encore remplies par la dernière pluie, elles retardent le flot et amortissent le débit de pointe. Cet effet est d'autant plus marqué que la superficie inondable est grande et qu'elle peut s'élargir au fur et à mesure de l'augmentation de volume. C'est pour cela qu'il faudrait aggrandir les

carrières de banco relativement petites par rapport à leur bassin versant, si leur situation est propice à ?a production de banco et à d'autres utilisations possibles.

Pour le calcul de la surface nécessaire pour des bassins de réten- tion plus grands, plusieurs paramètres entrent en ligne de compte selon la fonction du bassin: - la pluie de base, - la largeur du fond du bassin, - la pente du talus, - la hauteur du radier de l'ouvrage de sortie.

Selon la fonction, on peut différencier trois types de bassins.

a) Les bassins-tampon

Ils servent uniquement à amortir l'écoulement et, par là, à ré- duire la section des canaux. Ils devraient être dimensionnés pour une pluie correspondant au temps de concentration dans le bassin versant. De-tels bassins sont particulièrement efficaces avec un fond large et un talus plat. La sortie ne devrait pas être située

au-dessus du niveau du fond, afin que le bassin puisse être sec après la pluie. Sinon, il faut prévoir l'assèchement de la cuvette par un puits d'infiltration. On évitera l'inondation des abords plats du bassin en prenant en compte pour le calcul les pluies exceptionnelles, par exemple, ?a pluie décennale.

b) Les bassins régulateurs intermédiaires

Les carrières de banco peuvent être utilisées comme bassins régu- lateurs intermédiaires (j ouant un rôle de régulation et de stockage). Ces bassins auront une pente plus forte en-dessous du déver- soir. Pour le dimensionnement de la section du canal d'écoulement, il faut partir du fait que le bassin est déjà rempli avant la pluie jusqu'au radier de l'ouvrage de sortie.

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c) Les bassins de rgcention sans deverso:r

ils doivent être d'mensionnés en fonction de la quantité d'eau ruisselant toute i'année sur le bassin versant, avec une fréquence l-l 0,l. Dans ce cas, on prendra également en compte S'infiltra- tien et l'évaporation sur les parcelles, sur les routes et les places publiques. Mais on introduira des coefficjents de ruissellement supérieurs à ceux utilisés pour le dimensionnement des collecteurs, dans la mesure où ces bassins stockent la totalité des eaux ruisselées sur ie bassin versant. D'autre part, le volume à stocker diminue selon la vitesse d'évaporation (en fonction de l'humidité, de la vitesse du vent et de la surface d'eau) et la vitesse d'infiltration (en fonction de la perméabilité du sous- sol) dans le bassin-même. Dans les zones urbanisées et à forte densité, de tels bassins devraient avoir si possible une surface assez petite, c'est à dire être profonds et escarpés.

La surface d'un bassin de rétention ne se limite pas uniquement à la superficie prise en compte pour le dimensionnement de l'ouvrage. En effet, les carrières de banco nécessitent une surface

plus grande pour le séchage et le stockage du- banco. Dans le Schéma Directeur d'Urbanisme de la ville de Zinder, sont prévus, en liaison avec les bassins de rétention, des terrains de jeux et des surfaces pour le reboisement et les jardins.

Possibilités d'utilisation des bassins permanents

Dans le cas où le fond du bassin est assez imperméable, comme dans les carrières de banco, et l'eau ne s'évapore pas trop vite, il y a de l'eau disponible longtemps ou même toute l'année. Ceci permettrait plusieurs autres utilisations après la saison des pluies, hors de la production de banco. Mais d'autre part, cela entraîne également quelques inconvénients.

Le principal inconvénient des bassins de rétention permanents est bien sûr le danger hygiénique par le contact avec l'eau sale et par la transmission des maladies, en particulier la malaria, les moustiques qui y pondent leurs larves. Cette situation n'iz; pas nouvelle pour la population sahélienne. De nombreuses villes du Sahel sont situées près d'eaux stagnantes, au Niger, par exem-

ple, les villes de Madarounfa et Mirrhia; de même, à Zihder, il y a des mares en pleine ville. En comparaison avec les dangers hygiéniques provoqués par la submersion des latrines et les caniveaux remplis d'eaux usées ou de cadavres d'animaux, un bassin de rétention bien aménagé, en-dehors de la zone d'habitat, apparaît donc comme le moindre inconvénient.

i22

Dans un bassin bien aménagé, des algues ou d'autres plantes aquatiques purifient l'eau polluée à un degré tel qu'elle pourrait être utilisée pour la construction des bâtiments, plantes, l'abreuvage et même le blanchissage.

l'arroiage des

Une plante aquatique particulièrement capable d'aérer et purifier les eaux usées est la jacinthe aquatique (voir figure 4). En

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FIGURE 4: Jacinthe aquatique (Eichhornia crassipes)

FIGURE 5: Ancienne carrière de banco à Katsina recouverte de jacinthes aquatiques

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Airiqtie, elle a acouis une renommée problématique Dar sa prrpaga- tien -énorme sur le hril Sotidanais et ie Congo, 0; e?le est devenue un véritdbie obstacle pour :a rla~v~gat~on et la p&he. La Jacinthe aquatique s'est ég*>lement établie dans in zone sahé?ienne. ûn la trouve, par exemple, à Zlnder dans la mare centrale près du Petit Marché et dans la grande mare de Garin Ma!am. Ici les gens font le linge et arrosent les jardins avoisinants. D'autres exemples de

bassins permanents recouverts de jacinthes aquatjques se trouvent à Katsjna, de l'autre côté de la frontière au Nigéria, dans le fossé le long de la vieille enceinte et dans une ancienne carrière de banco, entourée entretemps de constructions. Dans ce bassin,

elle contribue au traitement des eaux usées d'une école publique (voir figure 5).

Dans ces eaux stagnantes, les jacinthes aquatiques sont en parfait équilibre écologique. Leur croissance est déterminée par. l'apport. de matières nutritives, leur extension est limitée par la superficie de la mare. En période sèche, les plantes doivent se retirer sur une surface d'eau plus petite. Au fur et à mesure qu'elles gagnent les bords du bassin et deviennent accessibles, elles servent de nourriture pour les chèvres.

Vu leur capacité de propagation et de purification des eaux usées, on doit donc réfléchir comment on pourrait utiliser cette plante aquatique dans le cadre de l'assainissement urbain dans la zone sahélienne.

Par une exploitation systématique, 20 t à l'ha par jour,

on pourrait en récolter jusqu'à ce qui correspond à un poids sec de 1 t. Des

feuilles fraîches pourraient être données aux chèvres; séchées et ' briquet&, elles constitueront un très bon combustible remplaçant le bois: broyées et mélangées à la terre, elles serviront d'en- grais. Des études dans un projet-pilote de la GTZ au Soudan ont été prometteuses dans ce domaine,

Malgré toutes ces possibilités avantageuses, il faut donc noter les dangers hygikniques qui résultent des bassins recouverts de jacinthes aquatiques: ils sont des foyers de moustiques et peut- être également l'habitat du limaçon qui propage la bilharziose. De toute façon, il faudrait mettre des poissons dans ces bassins pour lutter contre les deux, les larves des moustiques et les lima- çons. Du fait que la jacinthe aquatique existe déjà dans des

bassins permanents au Sahel, il serait donc souhaitable d'étudier ce système biologique assez complexe sur place et en détail.

2 Un système de bassins de rétention pour la ville de Zinder

Dans le cadre du Schéma Directeur d'Urbanisme de la ville de Zinder, nous avons projeté et calculé approximativement up sys- tème de bassins de rétention. Au début des années 60, la ville de Zinder avait moins de 20.000 habitants. De nos jours, elle en compte environ 80.000 et, d'ici la fin du siècle, elle devrait atteindre 200.000 habitants. La ville est située sur un sommet (voir figure 6) et s'étend de façon plus ou moins concentrique, de

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@@j COLLINE -ao- COURBE DE NIVEAU

DEPRESSION - LIMITE DE SURFACE LOTIE EN 1980

6 MARE - LIMITE DE QUARTIE,R

- LIGNE DE PARTAGE DES EAUX = ROUTE PRINCIPALE

-++ COURS NATUREL DES EAUX = ROUTE SECONDAIRE

FIGURE 6: Topographie et voies d’écoulement naturel des eaux à Zinder

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Xydroiogie Urbaine Quantitatjve - Assainissement Pl~iai 26

FIGURE 7: Zinder 2000: systèmes des canaux et bassins de rétention des eaux de pluie.

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- 33 - Hydrologie Urbaine Quantitative - A~.tissement PluviaI

127

telle manière que l'eau de pluie qui rtiisselle des vieux quartiers vers les nouveaux, voit son temps d’écotilement s’allonger sensiblement. L'écoulement est particulièrement \cng dans les zones d'expansion vers le nord et le nord-ouest. L'écoulement nature? se fait derrière les collines à l'est en direction sud-est. A l'ouest, il y a des dépressions qui ne peuvent pas être urbanisées. Dans la zone urbaine actuelle et au bord de cette zone, se trouvent de nombreuses carrières de banco encore exploitées en partie. Elles sont remplies d’eau même en saison sèche, comme par exemple la mare centrale près du Petit Marché, au nord les mares de Gar-in Malam, Zengou et Ja-Guindi, au sud la mare située entre Bit-ni et le cimetière, et d’autres carrières qui ont servi, au siècle dernier, 'à la construction de la fameuse enceinte de Birni dont il ne reste aujourd'hui que quelques ruines.

L'eau s'écoule à travers des canaux en béton à ciel ouvert dans ces carrières de banco. Dans les mares de Ja-Guindi et Garin Malam, le débit s'élève à 10 m3/s. La mare de 3a-Guindi est trop

petite, ce qui a causé de gros dommages dans le nouveau quartier. Une extension de cette mare n'est presque pas possible, car elle

est entourée de quartiers et par la RN 11 en direction de Tanout. On pourrait tout au plus envisager à l'approfondir.

Pour le futur assainissement, nous avons proposé un système de bassins de rétention (voir figure 7) pour freiner le long écoule- ment de l'eau autour des collines à l'est: le plus grand des

bassins au nord est lié avec la principale carrière de banco,

juste avant.que l'eau traverse la RN 11. Un deuxième grand bassin, situé plus à l'est, à la limite de la zone d'expansion, freinera

l'ensemble des courants venant du nord, des deux cotés de la RN 11.

Au sud également, les chemins d'écoulement sont longs, Entretemps il a été construit un canal de la taille d'un homme, à partir de la mare à l'est de Birni, pour évacuer cette dépression. Le ralen- tissement des eaux accumulées à l'est des collines demande d'autres bassins.

Mglgré ces.mesures, le débit d'écoulement s'éleve à environ 40 m /s à la sortie du canal en terre.

Ces estimations sont évidemment données à titre indicatif. En effet, l'essentiel est d'avoir un ordre de grandeur pour une planification aussi étendue. Les lieux des bassins de rétention et le tracé des principaux canaux doivent être déterminés assez tôt, en vue de les fixer sur le plan d'occupation des sols. Sinon les

espaces nécessaires pour l'évacuation des eaux pluviales seront occupés par des bâtiments, et, plus tard, devraient être débarras- sés ou même seraient démolis par l'écoulement et ?'accumulation des eaux de pluie. Ceci est particulièrement significatif pour des villes à forte croissance.

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