PROJET D’ALIMENTATION EN EAU POTABLE DE COMMUNES ...

UNIVERSITE D’ANTANANARIVO ECOLE SUPERIEURE

POLYTECHNIQUE DEPARTEMENT HYDRAULIQUE

Mémoire de fin d’études en vue de l’obtention du diplôme

d’ingénieur

PROJET D’ALIMENTATION EN EAU POTABLE DE COMMUNES

PERIPHERIQUES A ANTANANARIVO

PROMOTION 2008

Présenté par : RAKOTONINDRINA Andoniaina Michaël

Date de soutenance : 05 Juin 2009

UNIVERSITE D’ANTANANARIVO ECOLE SUPERIEURE

POLYTECHNIQUE DEPARTEMENT HYDRAULIQUE

Mémoire de fin d’études en vue de l’obtention du diplôme

d’ingénieur

PROJET D’ALIMENTATION EN EAU POTABLE DE COMMUNES

PERIPHERIQUES A ANTANANARIVO

Président de jury : Monsieur RAMANARIVO Solofomampionona

Enseignant chercheur à l’ESPA

Rapporteur : Monsieur RAZAFINJATO Gérald

Directeur de SANDANDRANO Entreprise

Encadreur : Monsieur RAFALIMANANA Mampitony


Examinateurs : Monsieur RASOLOFONIAINA Jean Donné


Monsieur RANDRIAMAHERISOA Alain


Présenté par : RAKOTONINDRINA Andoniaina Michaël

Date de soutenance : 05 Juin 2009

PROMOTION 2008

REMERCIEMENTS

Nous adressons nos premiers remerciements à Dieu, à qui nous devons la force, le courage et

l’intelligence.

Nous sommes reconnaissants envers :

- Monsieur RAMANANTSIZEHENA Pascal, Directeur de l’ESPA, d’avoir autorisé

la soutenance de ce mémoire.

- Monsieur RAMANARIVO Solofomampionona, Chef de Département de la filière

Hydraulique qui a facilité par son intervention à l’aboutissement de cette

soutenance.

- SANDANDRANO Entreprise représentée par son Directeur Monsieur

RAZAFINJATO Gérald, notre rapporteur pour l’aide et le partage de ses

expériences précieuses.

- Monsieur RAFALIMANANA Mampitony, pour l’encadrement directionnel de

cette étude.

- Monsieur RASOLOFONIAINA Jean Donné et Monsieur

RANDRIAMAHERISOA Alain, nos examinateurs, d’avoir donnés et sacrifiés de

leurs temps malgré les lourdes tâches qu’ils doivent assumer.

A toute la famille pour exprimer nos sentiments les plus affectueux. Que cette soutenance de

mémoire soit pour elle l’humble témoignage de nos vives reconnaissances et de notre sincère

affection filiale.

Enfin, nous adressons nos vifs remerciements et nos vœux sincères de gratitude à l’égard de

tous ceux qui ont contribué de près ou de loin à la réalisation et à l’élaboration de ce mémoire.

« Que DIEU vous bénisse et vous récompense en conséquence »

DECLARATION SUR L’HONNEUR

Je soussigné, RAKOTONINDRINA Andoniaina Michaël, auteur de ce mémoire intitulé : « Projet d’Alimentation en Eau Potable de communes périphériques à Antananarivo », déclare sur l’honneur que :

- Ce document est le résultat de mes travaux de recherche personnelle, travaux qui n’ont pas été publiés.

- Dans cet écrit, je n’ai pas copié, ni reproduit des œuvres d’autrui. - Que conformément à l’usage en matière de travaux destinés au public, j’ai précisé à

partir de la bibliographie les sources exactes des extraits et documents exploités.

Fait à Antananarivo, le

RAKOTONINDRINA Andoniaina Michaël

MEMOIRE DE FIN D’ETUDES « Projet d’Alimentation en Eau Potable de communes périphériques à Antananarivo »

Département Hydraulique

RAKOTONINDRINA Andoniaina Michaël Page A

LISTE DES ABREVIATIONS ET ANNOTATIONS

ABREVIATIONS AEP : Alimentation en Eau Potable AOX : Composés organohalogénés APIPA : Autorité pour la Protection contre les Inondations de la Plaine d'Antananarivo BDA : Bureau de Développement d’Antananarivo BEI : Banque Européenne d’Investissement BF : Borne Fontaine BP : Branchement Particulier BS : Branchement social CAP : Charbon Actif en Poudre CUA : Commune Urbaine d’Antananarivo DBO : Demande Biologique en Oxygène DCO : Demande Chimique en Oxygène DN : Diamètre Nominal ESPA : Ecole Supérieure Polytechnique d’Antananarivo HMT : Hauteur Manométrique Totale HPAM : Hauteur Piézométrique Amont HPAV : Hauteur Piézométrique Aval JIRAMA : Jiro sy Rano Malagasy MAP : Madagascar Action Plan MES : Matières en Suspension NPSH: Net Position Suction Head OMD : Objectifs du Millénaire pour le Développement OD : Oxygène Dissout OMS : Organisation Mondiale de la Santé OPCI/ FIFTAMA : Organisme Public de Coopération Intercommunale

PEHd : Polyéthylène à Haute densité PN : Pression Nominale PIRD : Plaine Ikopa Rive Droite PPP : Partenariat Public Privé PUDi : Plan d’Urbanisme Directeur

PVC : Polychlorure de Vinyle RGPH : Recensement Général de la Population et de l’Habitat malagasy RN : Route Nationale SDAEPA : Schéma Directeur d’Alimentation en Eau Potable d’Antananarivo TA : Titre Alcalimétrique TAC : Titre Alcalimétrique Complet TH : Titre Hydrométrique TN : Terrain naturel WSUP: Project Water Sanitation for the Urban Poor ZI : Zone Industrielle



RAKOTONINDRINA Andoniaina Michaël Page B

ANNOTATIONS Ch : Chevaux D : Diamètre Ft : Forfaitaire g : Accélération de la pesanteur G : Poids du barrage h : Hauteur d’eau au dessus du seuil hab : Habitant Hs : Hauteur du seuil j : Perte de charge unitaire jL : Perte de charge linéaire Kg : Coefficient de stabilité au glissement Kr : Coefficient de stabilité au renversement

lf : Longueur total du radier

ln : Logarithme népérien

Lv : Cheminements verticaux de l’eau

Lh : Cheminements horizontaux de l’eau

Mr : Moment renversant Ms : Moment stabilisant ns : Vitesse spécifique N : Force normale p : Pression P : Puissance E : Energie du ressaut Q : Débit r : Revanche S : Section Tc : Temps de contact U : Force de sous pression de l’eau V : Volume V : Vitesse W : Poussée de l’eau χ : Conductivité

η : Taux d’accroissement naturel ρ : Masse volumique

η : Rendement des pompes H∆ : Différence d’altitude entre la hauteur d’eau amont et aval

ϖ : Poids volumique de l’eau

σ : Contrainte



RAKOTONINDRINA Andoniaina Michaël Page C

LISTE DES TABLEAUX

TABLEAU 1 : DONNEES DE POPULATION PUDi ........................................................................... 9

TABLEAU 2: DONNEES POPULATION SDAEPA ET BDA ........................................................... 10

TABLEAU 3 : DONNEES DE POPULATION OPCI/FIFTAMA ....................................................... 10

TABLEAU 4 : TAUX DE CROISSANCE 2010-2020 ET 2020-2030 ................................................. 13

TABLEAU 5 : POPULATION 2009 INCLUSE DANS LE PERIMETRE DU PROJET .................... 14

TABLEAU 6 : DESSERTE DE LA NOUVELLE VILLE AVARADRANO ...................................... 15

TABLEAU 7 : POPULATION A DESSERVIR DANS LE CADRE DU PROJET ............................ 16

TABLEAU 8 : TAUX DE DESSERTE SELON LES TYPOLOGIES DE CONSOMMATEURS ..... 18

TABLEAU 9: CAPACITE DE TRAITEMENT NECESSAIRE POUR SATISFAIRE LES BESOINS DU PROJET .......................................................................................................................................... 20

TABLEAU 11 : USAGES ACTUELS DE L’IKOPA ENTRE AMBOHIMANAMBOLA ET ........... 27

TABLEAU 12 : CLASSES DE QUALITE DES EAUX DE SURFACE A MADAGASCAR ........... 30

TABLEAU 13 : ANALYSES SOMMAIRES SUR LE TRONÇON ETUDIE .................................... 32

TABLEAU 14 : ANALYSES PHYSICO-CHIMIQUES SUR DES PRELEVEMENTS A AMBOHITRIMANJAKA ..................................................................................................................... 34

TABLEAU 15 : DECRET N°2003 – 946 POUR LES PARAMETRES PHYSICO-CHIMIQUES ET BIOLOGIQUES .................................................................................................................................... 37

TABLEAU 16 : DEBITS MOYENS MENSUELS D’ETIAGE DE L’IKOPA A AMBOHIMANAMBOLA .................................................................................................................... 39

TABLEAU 17 : PHASAGE DES CAPACITES A INSTALLER POUR LE CAPTAGE D’EAU BRUTE .................................................................................................................................................. 43

TABLEAU 18 : CARACTERISTIQUES REQUISES POUR LE POMPAGE D’EAU BRUTE ........ 45

TABLEAU 19 : PREDIMENSIONNEMENT DU BARRAGE SEUIL ............................................... 49

TABLEAU 20 : DEBIT A TRAITER POUR L’HORIZON 2020 ET 2030 ......................................... 57

TABLEAU 21 : DIMENSIONNEMENT DES DESSABLEURS ........................................................ 61

TABLEAU 22 : DIMENSIONNEMENT DU MELANGEUR RAPIDE ............................................. 63

TABLEAU 23 : DIMENSIONNEMENT DES DEBOURBEURS ...................................................... 63

TABLEAU 24 : DIMENSIONNEMENT DES OUVRAGES DE COAGULATION/FLOCULATION ............................................................................................................................................................... 64

TABLEAU 25 : DIMENSIONNEMENT DU DECANTEUR ............................................................. 66

TABLEAU 26 : DIMENSIONNEMENT DE L’ETAPE DE FILTRATION ....................................... 67

TABLEAU 27 : DIMENSIONNEMENT DE LA BACHE D’EAU DE LAVAGE ............................. 67

TABLEAU 28 : DIMENSIONNEMENT DE LA BACHE DE DESINFECTION .............................. 68

TABLEAU 29 : DIMENSIONNEMENT DE LA BACHE D’EAU TRAITEE ................................... 69

TABLEAU 30 : ESTIMATION DE LA CONSOMMATION ANNUELLE DES REACTIFS ........... 70

TABLEAU 31: RECAPITULATIF DE LA SURFACE UTILE POUR CHAQUE OUVRAGE ......... 72

TABLEAU 32 : CARACTERISTIQUES DES INSTALLATIONS DE POMPAGE D’EAU TRAITEE ............................................................................................................................................................... 74

TABLEAU 33 : DIMENSIONNEMENT DES CONDUITES PRIMAIRES A INSTALLER (APPROCHE 1) .................................................................................................................................... 79

TABLEAU 34 : DIMENSIONNEMENT DES CONDUITES PRIMAIRES A INSTALLER (APPROCHE 2) .................................................................................................................................... 80



RAKOTONINDRINA Andoniaina Michaël Page D

TABLEAU 35 : SITES D’IMPLANTATION DES RESERVOIRS .................................................... 82

TABLEAU 36 : CAPACITE DE STOCKAGE A INSTALLER .......................................................... 83

TABLEAU 37 : CONDUITES DE DISTRIBUTION SECONDAIRE A INSTALLER ...................... 85

TABLEAU 38 : EVALUATION DES CONDUITES TERTIAIRES A INSTALLER ........................ 86

TABLEAU 39 : EVALUATION DES IMPACTS ENVIRONNEMENTAUX ET SOCIAUX ........... 97

TABLEAU 40 : PRIX DE REFERENCE POUR LA FOURNITURE DES CANALISATIONS ....... 99

TABLEAU 41 : COUTS UNITAIRES DE POSE DES CANALISATIONS ....................................... 99

TABLEAU 42 : COUTS UNITAIRES DES EQUIPEMENTS COLLECTIFS ................................. 100

TABLEAU 43 : DONNEES DE BASE SUR LES COUTS D’EXPLOITATION ............................. 101

TABLEAU 44 : RECAPITULATIF DE L’EVALUATION DETAILLE E DES COUTS D’INVESTISSEMENT ....................................................................................................................... 103

TABLEAU 45 : COUTS UNITAIRES D’EXPLOITATION ET D’INVESTISSEMENT ................ 104



RAKOTONINDRINA Andoniaina Michaël Page E

LISTE DES FIGURES

FIGURE 1 : TRACE DES CONDUITES PRINCIPALES DE REFOULEMENT ................................ 6

FIGURE 2 : ZONE D’INSPECTION ................................................................................................... 22

FIGURE 3 : REJETS MUNICIPAUX .................................................................................................. 23

FIGURE 4 : POINT DE REJET DES EAUX USEES DANS L’IKOPA A PROXIMITE D’ANDOHATAPENAKA .................................................................................................................... 23

FIGURE 5 : POINT DE REJET DES EFFLUENTS DE LA CENTRALE THERMIQUE DANS L’IKOPA ............................................................................................................................................... 24

FIGURE 6 : POINT DE REJET DANS LE CANAL ANKADY / CANAL RECEPTEUR ZI FORELLO ............................................................................................................................................. 25

FIGURE 7 : REJET ZI FILATEX DANS L’IKOPA / RUISSEAU RECEPTEUR DES EFFLUENTS DES ABATTOIRS ................................................................................................................................ 25

FIGURE 8 : PRINCIPAUX POINTS DE REJET SUR L’IKOPA ....................................................... 26

FIGURE 9 : USAGES DE LA RIVIERE IKOPA ................................................................................ 29

FIGURE 10 : QUALITE DE LA RIVIERE IKOPA ............................................................................. 31

FIGURE 11 : DEBITS OBSERVES A AMBOHIMANAMBOLA ET ANOSIZATO DE JANVIER 2003 A DECEMBRE 2007 ................................................................................................................... 40

FIGURE 12 : SCHEMAS DE PRINCIPE DONNANT LA VUE EN PLAN DU CORPS DU BARRAGE AINSI QUE LA VUE EN COUPE. .................................................................................. 46

FIGURE 13 : SCHEMA DE PRINCIPE DU SEUIL DE CAPTAGE .................................................. 50

FIGURE 14 : SCHEMA DE LA FILIERE DE TRAITEMENT D’EAU ............................................. 58

FIGURE 15 : SCHEMA DE PRINCIPE DU REPARTITEUR DE TETE ........................................... 60

FIGURE 16 : FONCTIONNEMENT DU DECANTEUR A LIT DE BOUE PULSE ......................... 65

FIGURE 17 : SITE RETENU POUR L’IMPLANTATION DE LA STATION DE TRAITEMENT D’EAU POTABLE................................................................................................................................ 71

FIGURE 19 : EXEMPLE DE TABLEAU SYNOPTIQUE MONTRANT LE FONCTIONNEMENT D’UN SYSTEME D’AEP ..................................................................................................................... 87



RAKOTONINDRINA Andoniaina Michaël Page F

SOMMAIRE

LISTE DES ABREVIATIONS ET ANNOTATIONS ............. ............................................ A

LISTE DES TABLEAUX ....................................................................................................... C

LISTE DES FIGURES ............................................................................................................ E

LISTE DES ANNEXES ........................................................................................................... J

INTRODUCTION .................................................................................................................... 1

1. GENERALITES SUR L’EAU POTABLE DANS LE GRAND ANTANAN ARIVO . 3

1.1 CADRE INSTITUTIONNEL ..................................................................................... 3

1.2 LE SECTEUR DE L’EAU DANS LA GRAND ANTANANARIVO .... .................. 4

2. PRESENTATION DU PROJET ..................................................................................... 5

2.1 PRESENTATION DE LA ZONE D’ETUDE ET SITUATION ACTUEL LE EN COURS ...................................................................................................................................... 5

2.2 APERÇU GLOBAL DU PROJET ............................................................................. 7

2.2.1 GENERALITES .......................................................................................................... 7 2.2.2 APERÇU GENERAL DU SYSTEME D’AEP ......................................................... 7

3. DEMANDE EN EAU ........................................................................................................ 9

3.1 DEMANDE EN EAU ................................................................................................... 9

3.1.1 POPULATION CONCERNEE PAR LE PROJET ................................................. 9 3.1.1.1 POPULATION ACTUELLE .................................................................................... 9 3.1.1.2 POPULATION FUTURE ........................................................................................ 11

3.2 PROJECTION DE LA DEMANDE EN EAU ........................................................ 16

3.2.1 TAILLE D’UN MENAGE........................................................................................ 16 3.2.2 CONSOMMATIONS DOMESTIQUES ................................................................. 16

3.2.3 TAUX DE DESSERTE ............................................................................................. 18 3.2.4 CONSOMMATIONS NON-DOMESTIQUES ....................................................... 19

3.2.5 PERTES ..................................................................................................................... 19 3.2.6 COEFFICIENT DE POINTE HORAIRE .............................................................. 19

3.2.7 RESULTATS ............................................................................................................. 19

4. RESSOURCE EN EAU .................................................................................................. 21

4.1 CHOIX DE LA RESSOURCE EN EAU ................................................................. 21



RAKOTONINDRINA Andoniaina Michaël Page G

4.2 QUALITE DE L’IKOPA .......................................................................................... 21

4.2.1 REJETS DANS L’IKOPA........................................................................................ 21 4.2.1.1 ZONE INSPECTEE ................................................................................................. 21 4.2.1.2 REJETS D’EFFLUENTS ........................................................................................ 22

4.2.1.2.1 REJETS MUNICIPAUX ...................................................................................... 22 4.2.1.2.2 REJETS INDUSTRIELS ...................................................................................... 24

4.2.2 USAGES ACTUELS DE L’IKOPA ........................................................................ 27

4.2.3 QUALITE DE LA RIVIERE ................................................................................... 30 4.2.3.1 CLASSES DE QUALITE DES COURS D’EAU ................................................... 30 4.2.3.2 QUALITE ACTUELLE DE L’IKOPA .................................................................. 32 4.2.3.3 MECANISME DE L’AUTOEPURATION ............................................................ 33

4.2.4 ANALYSES PHYSICO-CHIMIQUES ................................................................... 33

4.2.5 POLLUTIONS POTENTIELLES ........................................................................... 35 4.2.5.1 LES PRINCIPAUX POLLUANTS REJETES DANS L’IKOPA ............... ......... 35

4.2.5.1.1 POLLUANTS LIES AUX REJETS MUNICIPAUX .............. ............................ 35 4.2.5.1.2 POLLUANTS LIES AUX REJETS INDUSTRIELS.......................................... 35

4.2.6 LES RISQUES DE POLLUTIONS ACCIDENTELLES ...................................... 36 4.2.7 QUALITE D’EAU TRAITEE.................................................................................. 37

4.3 CONCLUSIONS SUR LA QUALITE DE L’IKOPA.............. ............................... 38

5. ADEQUATION RESSOURCES-BESOINS ................................................................. 39

5.1 REFERENCE AUX DONNEES STATISTIQUES ................................................ 39

5.2 REFERENCE AUX DONNEES RECUEILLIES PAR L’APIPA ..... ................... 39

5.3 CONCLUSION .......................................................................................................... 40

6. DIMENSIONNEMENT DES OUVRAGES ................................................................. 42

6.1 CAPTAGE DE L’EAU BRUTE ............................................................................... 42

6.1.1 CALCUL DE LA PUISSANCE A INSTALLER POUR LA STATION DE POMPAGE ET DIMENSIONNEMENT DE LA CONDUITE D’EAU BRU TE .............. 42 6.1.2 CALCUL DU NPSH DISPONIBLE ........................................................................ 44

6.2 DIMENSIONNEMENT DU BARRAGE SEUIL .................................................... 45

6.2.1 ETAPE HYDRAULIQUE ........................................................................................ 45 6.2.1.1 CALCUL DU DEBIT DE CRUE DU PROJET ..................................................... 45 6.2.1.2 DIMENSIONNEMENT HYDRAULIQUE ............................................................ 46

6.2.2 ETAPE GENIE CIVIL ............................................................................................. 48 6.2.2.1 PREDIMENSIONNEMENT ................................................................................... 49 6.2.2.2 VERIFICATION DE LA REGLE DE LANE ....................................................... 51 6.2.2.3 VERIFICATION DE LA STABILITE DU BARRAGE .................... ................... 52 6.2.2.4 VERIFICATION DE LA STABILITE INTERNE DU BARRAGE ............... ..... 54 6.2.2.5 CALCUL DE LA LONGUEUR D’ENROCHEMENT ....................... .................. 55

6.3 STATION DE TRAITEMENT................................................................................. 56

6.3.1 CHOIX DU TRAITEMENT .................................................................................... 56 6.3.2 DEBIT A TRAITER ................................................................................................. 57 6.3.3 DIMENSIONNEMENT DES OUVRAGES ........................................................... 59

6.3.3.1 REPARTITEUR DE TETE .................................................................................... 59 6.3.3.2 DESSABLEUR ......................................................................................................... 60 6.3.3.3 DEBOURBEUR ....................................................................................................... 61



RAKOTONINDRINA Andoniaina Michaël Page H

6.3.3.3.1 MELANGEUR RAPIDE ...................................................................................... 62 6.3.3.3.2 DEBOURBEUR ..................................................................................................... 63

6.3.3.4 COAGULATION/FLOCULATION ...................................................................... 64 6.3.3.5 DECANTATION ...................................................................................................... 65 6.3.3.6 FILTRATION .......................................................................................................... 66 6.3.3.7 DESINFECTION ..................................................................................................... 68 6.3.3.8 MISE A L’EQUILIBRE ET STOCKAGE ............................................................ 68 6.3.3.9 BATIMENT DES REACTIFS ................................................................................ 69 6.3.3.10 EMPRISE AU SOL ................................................................................................ 71

6.4 DIMENSIONNEMENT DU SYSTEME DE DISTRIBUTION D’EAU PO TABLE ………………………………………………………………………………………..73

6.4.1 STRUCTURE GENERALE DU SYSTEME DE DISTRIBUTION ..... ................ 73 6.4.2 POMPAGE D’EAU TRAITEE ................................................................................ 74

6.4.2.1 PUISSANCE A INSTALLER ................................................................................. 74 6.4.2.2 TAUX D’UTILISATION DES INSTALLATIONS DE POMPAGE ............. ...... 74

6.4.3 PROTECTION DES CONDUITES CONTRE LE COUP DE BELIER . ............ 75 6.4.4 CONDUITE PRIMAIRE DE REFOULEMENT .................. ................................. 75

6.4.4.1 TRACE DES CONDUITES PRIMAIRES DE REFOULEMENT ...................... 75 6.4.4.1.1 BRANCHE NORD-OUEST.................................................................................. 76 6.4.4.1.2 BRANCHE NORD-EST ....................................................................................... 76 6.4.4.1.3 BRANCHE SUD-OUEST ET SUD ...................................................................... 76

6.4.4.2 DIMENSIONNEMENT DES CONDUITES PRIMAIRES DE REFOULEMENT ………………………………………………………………………………………..77

6.4.4.2.1 A PARTIR DE LA FORMULE DE M.VIBERT ................ ................................ 78 6.4.4.2.2 LE DIMENSIONNEMENT SE BASE SUR DES CRITERES DE VITE SSE MAXIMALE, QUI EST DIRECTEMENT LIEE AUX PERTES DE CH ARGE. ............... 79

6.4.5 RESERVOIRS .......................................................................................................... 81 6.4.5.1 EMPLACEMENT DES RESERVOIRS ................................................................ 81 6.4.5.2 DIMENSIONNEMENT DES RESERVOIRS ....................................................... 82

6.4.6 DISTRIBUTION SECONDAIRE............................................................................ 83 6.4.6.1 CHOIX DU TRACE DES CONDUITES DE DISTRIBUTION SECONDAIRE 83 6.4.6.2 CONDUITE DE CALCUL ...................................................................................... 84

6.4.7 DISTRIBUTION TERTIAIRE/CONDUITE DE DESSERTE ....... ...................... 85 6.4.8 AUTRES INSTALLATIONS ................................................................................... 86

6.4.8.1 SYSTEME DE TELEGESTION ............................................................................ 86 6.4.8.2 POSTE DE CHLORATION ................................................................................... 87

7. ETUDE D’IMPACT ENVIRONNEMENTAL ET SOCIAL .......... ............................ 88

7.1 BALAYAGE ENVIRONNEMENTAL .................................................................... 88

7.2 IMPACTS LIES A LA PHASE DE LOCALISATION ET DE CONCE PTION DU PROJET ............................................................................................................................ 89

7.2.1 OCCUPATION DU SOL, ASPECT FONCIER ET RISQUE D’EXPROPRIATION ............................................................................................................ 89 7.2.2 INTERFERENCE AVEC L’ECOULEMENT DES EAUX ........... ....................... 90

7.2.2.1 SEUIL AU TRAVERS DE L’IKOPA .................................................................... 90 7.2.2.2 REMBLAYAGE DE LA STATION DE TRAITEMENT EN ZONE INONDABLE ........................................................................................................................... 90

7.2.3 VULNERABILITE DE L’EAU BRUTE A UNE POLLUTION ET RIS QUE SUR LA QUALITE D’EAU DISTRIBUEE .................................................................................. 90

7.3 IMPACTS LIES A LA PERIODE DE CONSTRUCTION ......... .......................... 91

7.3.1 POSE DE CONDUITE ............................................................................................. 91



RAKOTONINDRINA Andoniaina Michaël Page I

7.3.1.1 DEGATS SUR LA PROPRIETE PRIVEE ............................................................ 91 7.3.1.2 OBSTRUCTION DU TRAFIC LOCAL ................................................................ 91 7.3.1.3 INTERFERENCE AVEC LES RESEAUX EXISTANTS .................................... 92

7.3.2 CARRIERES ET ZONES D’EMPRUNT ............................................................... 92

7.4 IMPACTS LIES A LA PHASE DE FONCTIONNEMENT DU PROJET .......... 92

7.4.1 GESTION DES BOUES DE TRAITEMENT ........................................................ 93

7.4.2 AUGMENTATION DES EAUX USEES AU NIVEAU DES FOYERS ............... 93

7.5 EVALUATION DES IMPACTS .............................................................................. 93

8. EVALUATION DES COUTS D’INVESTISSEMENT ET D’EXPLOITA TION .... 98

8.1 BASE D’EVALUATION DES COUTS D’INVESTISSEMENT ...... .................... 98

8.1.1 INSTALLATION DE POMPAGE .......................................................................... 98

8.1.2 STATION DE TRAITEMENT ................................................................................ 98

8.1.3 RESERVOIRS .......................................................................................................... 99 8.1.4 CANALISATIONS ................................................................................................... 99 8.1.5 EQUIPEMENTS COLLECTIFS .......................................................................... 100

8.1.6 DIVERS ................................................................................................................... 100

8.2 BASE D’EVALUATION DES COUTS D’EXPLOITATION ........ ..................... 100

8.2.1 OUVRAGES ET INSTALLATIONS HORS TRAITEMENT.......... .................. 100 8.2.2 STATION DE TRAITEMENT .............................................................................. 101

8.2.2.1 LES REACTIFS ..................................................................................................... 101 8.2.2.2 L’ENERGIE ........................................................................................................... 101 8.2.2.3 LE PERSONNEL ................................................................................................... 101 8.2.2.4 LA MAINTENANCE ............................................................................................ 102

8.3 EVALUATION DES COUTS D’INVESTISSEMENT ET D’EXPLOITA TION ………………………………………………………………………………………103

8.4 EVALUATION DU PRIX DE REVIENT DU M3 D’EAU ......... ......................... 104

CONCLUSION ..................................................................................................................... 106

BIBLIOGRAPHIE ............................................................................................................... 108



RAKOTONINDRINA Andoniaina Michaël Page J

LISTE DES ANNEXES

ANNEXE 1 : POPULATION FUTURE A DESSERVIR ................................................. 110

ANNEXE 2 : DONNEES DE CALCUL POUR LE DIMENSIONNEMEN T DU BARRAGE SEUIL ............................................................................................................... 111

ANNEXE 3 : TABLEAUX DE CALCUL POUR LE DIMENSIONNEME NT DES RESEAUX PRIMAIRES D’ADDUCTION ET DES RESEAUX SECOND AIRES DE DISTRIBUTION .................................................................................................................. 112

ANNEXE 4 : PLANS DES RESEAUX / PROFILS EN LONG ....................................... 116

ANNEXE 5 : EVALUATION DES COUTS D’INVESTISSEMENT ET D’EXPLOITATION DU PROJET ..................................................................................... 123



RAKOTONINDRINA Andoniaina Michaël Page 1

INTRODUCTION

Le taux de desserte en eau potable de la population malgache est encore particulièrement faible de l’ordre de 42% en 2009. Répondant aux Objectifs du Millénaire pour le Développement ou OMD et face à cet enjeu majeur pour le développement social et économique du pays, l’Etat malgache s’étant engagé dans l’ambitieux défi d’atteindre à l’horizon 2015 un taux de couverture en eau de 77.5% en milieu urbain et 52% en milieu rural.

Par ailleurs, et plus ambitieux encore, le Madagascar Action Plan ou MAP prévoit un taux de couverture de 65% dès 2012 avec comme principale stratégie la promotion du Partenariat Privé Public ou PPP. Dans le MAP, le secteur est concerné par l’Engagement 2-Défi 7 : « Amélioration importante de l’accès à l’eau potable et à l’assainissement » et dans l’Engagement 5-Défi 8 : « Fournir à la population de l'eau potable, généraliser le bon comportement en hygiène et assainissement ».

La réalisation de tels objectifs suppose la mise en place d’un montant énorme d’investissement. Ainsi, l’intervention accrue du secteur privé est de mise comme étant l’une des stratégies permettant d’atteindre ceux-ci. Il s’agit à la fois de créer des conditions de marché favorables et d’appuyer les capacités d’opération du secteur privé spécialisé dans la gestion et l’exploitation des systèmes d’eau potable.

SANDANDRANO est la première entreprise privée malgache qui se lance dans la politique du PPP pour la gestion et l’exploitation des systèmes d’eau potable. Déjà présente sur le marché local depuis 1998, ses réalisations au niveau national sont nombreuses à savoir :

- En 1998, Contrat de concession 7ans renouvelable, pour la gestion privée de points d’eau collectifs de la Commune de Sabotsy Namehana de 50 000 habitants.

- 2004-2006, Trois (3) Contrats d’affermage 5ans renouvelable, pour la gestion et l’exploitation privée de points d’eau collectifs de trois communes : Ankaraobato de 30 000habitants, Ivato Aéroport de 20 000habitants, Tsiroanomandidy de 35 000habitants.

- 2004-2006, Deux Contrats d’affermage concessif pour la gestion et l’exploitation du

système d’alimentation en eau potable de deux communes : 15ans renouvelable pour Ambohimahasoa (10 000hab) et 25 ans renouvelable pour Ambohijanaka (10 000hab).

Ainsi, ce mémoire a pour ambition d’apporter une variante à l’un des projets en cours de cette entreprise, à savoir « L’Alimentation en Eau Potable de communes périphériques à Antananarivo ».

En effet, dans le cadre de ce projet, SANDANDRANO avec l’appui d’INFRACO (en tant que développeur de projet spécialisé dans la recherche et la mobilisation de fonds), projette de




répondre aux objectifs du MAP de desservir en eau potable les communes cibles avec un taux progressif de 50 à 100% jusqu’à l’horizon 2030.

Le périmètre d’étude a été défini en fonction des besoins exprimés par les communes concernées. Celles-ci ne sont pas encore alimentées en eau potable par le système d’AEP de la JIRAMA ou ne le sont que partiellement. En effet, cette société nationale de distribution n’arrive plus à satisfaire la demande.

Dans ce contexte, le projet SANDANDRANO / INFRACO, en tant qu’initiative privée, permet d‘offrir une solution pratique et rapidement réalisable puisque le planning de construction proposé prévoit un accès à l’eau dès 2012 pour les communes cibles. Ce projet veut alors s’inscrire en complément des actions menées par la JIRAMA notamment les projets prévus dans le Schéma Directeur d’Alimentation en Eau Potable d’Antananarivo 2003 (SDAEPA).

Le présent mémoire d’étude se base sur des travaux de recherche personnelle et sur l’ensemble des documents de référence existants à ce jour. Le Schéma Directeur suscité ainsi que les projets en cours par la JIRAMA ont donc été pris en compte.

Des études préliminaires sur le projet ont été effectuées lors de notre stage au sein de SANDANDRANO. De ce fait, tout en respectant les idées maîtresses du projet, la variante proposée concerne d’une part, les tracés des conduites principales d’adduction et de distribution et d’autre part, l’emplacement des réservoirs en vue d’un accroissement probable de la consommation et d’une extension future des réseaux.

Nous tenons à souligner que l’étude cartographique fait l’objet d’un mémoire de fin d’études d’un futur géomètre topographe intitulé : « Contribution de l’information géographique dans la mise en place du projet d’Alimentation en eau potable de SANDANDRANO ».

Enfin, le présent document relate en tant que mémoire de fin d’étude les méthodologies et les conduites de calcul acquises durant les années d’étude au sein du département Hydraulique de l’ESPA.




1. GENERALITES SUR L’EAU POTABLE DANS LE GRAND ANTANANARIVO

1.1 CADRE INSTITUTIONNEL

Compte tenu de l’importance des investissements en capitaux nécessaires pour atteindre les objectifs fixés, l’Etat mise sur le secteur privé pour mobiliser le financement nécessaire et accroître l’efficacité dans le secteur de l’eau par l’intermédiaire notamment du PPP.

Dans les centres urbains, l’acteur de référence est la JIRAMA, qui est une entreprise publique. Celle-ci, actuellement en phase de redressement, a eu des difficultés à mobiliser les investissements nécessaires pour assurer la maintenance des installations et soutenir l’extension du service.

Au niveau local, le nouvel acteur de référence est la commune avec la décentralisation, qui est maintenant ancrée dans le paysage constitutionnel (vu la Constitution de 1992 qui défini une politique de décentralisation de l’administration publique malgache). Les communes ont actuellement compétence sur les services publics de l’eau et de l’assainissement.

Le Code de l’Eau (Loi n°98-029) promulgué le 20 Janvier 1999 précise le rôle des communes en la matière. Celles-ci sont responsables du service public vis-à-vis des usagers. En tant que tel, elles sont les maîtres d’ouvrages des systèmes d’approvisionnement en eau potable et assainissement collectif des eaux usées domestiques, situés sur leur territoire respectif (Article 41 : « De la maîtrise d’ouvrages du service public de l’eau et de l’assainissement »).

L’ Article 46 du même code stipule la possibilité de déléguer l’exploitation des systèmes à des gestionnaires, en gérance, affermage ou concession, au moyen d’un contrat. L’exploitation en régie directe par les communes ne peut être effectuée qu’à titre exceptionnel.

Les contrats de délégation de gestion sont établis au terme d’une procédure d’appel d’offres. Ils peuvent toutefois être passés de gré à gré à l’issue d’un appel d’offres infructueux, ou lorsqu’un candidat déclare spontanément au maître d’ouvrage son engagement à créer, à ses frais, puis exploiter un système dans une commune qui en est dépourvue et où aucun système n’est projeté.

En d’autres termes, les concessions pleines dans les communes où il n’y avait pas de système auparavant peuvent être l’objet d’une négociation en gré à gré. Dans les autres cas, affermage ou gérance notamment, la procédure d’appel d’offre est requise.

Selon le modèle de contrat de délégation, la commune, en tant que Maître d’Ouvrage, confie à l’exploitant la gestion et l’exploitation du service public de l’eau potable à ses frais, risques et périls.

Par ailleurs, d’après l’Article 14 du Décret FIFTAMA/OPCI, la décision institutive prévoit les compétences de l’Organisme Public de Coopération Intercommunale ou OPCI, parmi




celles dévolues par la Loi aux Communes et susceptibles d’être déléguées dont notamment : la production et la distribution d’eau. Ainsi, l’OPCI peut être compétent en matière de coopération décentralisée. Dès lors, il peut exercer de plein droit, au lieu et place des communes membres les compétences ainsi fixées.

A Madagascar, l’ensemble du secteur de l’Eau est placé sous la responsabilité du Ministère de l’Eau nouvellement mis en place en 2008. A cet effet, c’est ce dernier qui approuve le contrat et assure provisoirement la fonction de l’organisme régulateur. De plus, il a pour obligation de conseiller et de régler à l’amiable tous les litiges qui pourraient naître entre le Maître d’ouvrage et le fermier en rapport avec le contrat, considérant que les deux parties s’engagent à accepter son arbitrage.

1.2 LE SECTEUR DE L’EAU DANS LA GRAND ANTANANARIVO

Actuellement, le système d’AEP de la JIRAMA couvre la Commune Urbaine d’Antananarivo (CUA) et quelques communes périphériques du Grand Tana. Le taux de desserte globale au niveau de la CUA est estimé actuellement à 75%. Au niveau des communes périphériques du Grand Tana faisant l’objet de ce mémoire, ce taux est très faible, de l’ordre de 11%.

En se référant au projet « Facilités Eau » établi en 2003, le réseau d’AEP de la JIRAMA bénéficiera d’un programme de réhabilitation et d’extension financés par la Banque Européenne d’Investissement (BEI).

Parallèlement à ce projet BEI, un projet d’amélioration des services d’approvisionnement en eau hygiène et assainissement sera lancé au niveau des quartiers défavorisés des communes périphériques du périmètre JIRAMA (Project Water Sanitation for the Urban Poor-WSUP).

Les travaux d’extension du projet BEI, qui permettra d’améliorer la desserte au niveau des communes du Grand Tana, ne concerneront pas toutes les communes périphériques de la ville d’Antananarivo. La grande majorité des communes qui portent le projet « Alimentation en Eau Potable de communes périphériques à Antananarivo » figurent parmi ces communes « exclues » du projet BEI.

Au niveau de ces communes, les populations exploitent principalement des puits individuels ou collectifs, qui sont les plus souvent construits selon le mode traditionnel. Le développement des constructions, lié à l’extension de la ville d’Antananarivo, induit un risque accru de contamination de la nappe phréatique donc de l’eau utilisée par ces populations.

En apportant un accès durable à l’eau potable à ces populations, ce projet apportera une contribution directe pour l’atteinte des objectifs de l’OMD, principalement dans l’amélioration du taux de desserte en eau et a notamment l’ambition de répondre aux exigences du MAP en la matière avec un taux de desserte avoisinant les 65% des l’horizon 2012.




2. PRESENTATION DU PROJET

2.1 PRESENTATION DE LA ZONE D’ETUDE ET SITUATION ACTUEL LE EN COURS

Le projet consiste à créer une station de production d’eau potable ainsi qu’un réseau d’adduction/distribution pouvant desservir partiellement ou totalement 16 communes de la périphérie d’Antananarivo.

Les communes concernées par le projet sont reparties comme suit :

• Secteur Nord Ouest : Ampangabe, Mahereza, Iarinarivo, Fiadanana, Ambohitrimanjaka.

Ces communes ne sont pas encore alimentées en eau potable.

• Secteur Nord Est : Nouvelle ville Avaradrano

Il s’agit d’un projet d’urbanisation encore non réalisé. La nouvelle ville Avaradrano répondra aux besoins en logements qui existent au Nord de la capitale (zone d’extension d’Antananarivo). Les zones d’habitations avoisinantes sont alimentées par la JIRAMA, mais pour l’instant rien n’a été prévu officiellement pour l’approvisionnement de la nouvelle ville.

La nouvelle ville Avaradrano comprend entre autre les communes d’Ankadikely Ilafy, de Fieferana, de Vilihazo, d’Ambohimangakely, de Manandriana.

• Secteur Sud Ouest/Sud : Soavina, Ankadivoribe Soalandy, Ampanefy, Bongatsara, Ambatofotsy Tsiafahy.

Ces communes ne sont pas encore alimentées en eau potable sauf pour les communes de Bongatsara et Soavina qui sont partiellement desservies par la JIRAMA à hauteur d’environ 50%. Jusqu’à maintenant, les capacités de production de la JIRAMA n’ont pas permis une extension des réseaux d’eau sur l’ensemble de ces communes.

• Ambohijanaka (Secteur Sud).

Cette commune est déjà alimentée en eau potable par SANDANDRANO à partir d’une ressource superficielle d’altitude avec une retenue collinaire. Dans le futur, elle aura besoin d’apports en eau supplémentaires pour satisfaire les besoins de la population croissante.

La figure 1 suivante présente une vue générale du système primaire d’adduction. Elle indique la situation des différents réservoirs de desserte et le tracé des conduites primaires de refoulement. Les limites des communes à desservir y sont également présentées.




Figure 1 : TRACE DES CONDUITES PRINCIPALES DE REFOULEMENT




2.2 APERÇU GLOBAL DU PROJET

2.2.1 Généralités

Etant donné, la répartition des communes du projet parfois excentrées et dispersées les uns par rapport aux autres, la création de plusieurs stations de production d’eau potable à partir de plusieurs ressources était envisageable à priori. Cependant, les études préliminaires ont permis de justifier qu’elle serait fort coûteuse et difficile d’exploitation par rapport à une seule et grande unité de production.

Ainsi, le choix est porté sur une seule unité de production d’eau potable à partir d’une ressource unique qui est un prélèvement d’eau à partir de l’Ikopa. Ce choix présente aussi l’avantage d’investir sur une ressource pérenne et permanente.

D’autre part, compte tenu de l’état d’avancement du projet de ville nouvelle Avaradrano annonçant un planning de réalisation concret, il est convenable de diviser le projet en deux phases dans laquelle l’alimentation de la nouvelle ville est reportée en phase 2.

L’objectif de ce choix est donc de comprendre l’impact de la ville nouvelle sur l’ensemble du projet. La demande projetée sur ce secteur est, en effet, relativement importante, Avaradrano représente la moitié de la population totale du secteur à desservir en eau potable, alors que ce programme d’urbanisation n’est pas encore précis en termes de commencement. Ainsi, on évitera une sous-exploitation du système.

L’horizon d’étude est fixé en 2030. Le démarrage des travaux est prévu pour 2010.

Les deux phases de projet considérées sont donc :

� Phase I : 2010-2020 � Phase II : 2020-2030

2.2.2 Aperçu général du système d’AEP

Le captage des eaux de l'Ikopa est envisagé par l'intermédiaire de :

• un seuil qui sera construit en travers de la rivière entre le Village artisanal et le pont de Mahitsikely (Ambohitrimanjaka) ;

• une prise d’eau par pompage installée en amont immédiat du seuil et en rive droite de la rivière.

A partir de la prise, l’eau brute sera acheminée vers la station de traitement qui se trouve aussi en rive droite à environ 500m de la prise. L’eau traitée sera ensuite refoulée dans les conduites principales d’adduction réparties en trois secteurs :




• Secteur Nord-Ouest qui approvisionnera par l’intermédiaire du réservoir R1 implanté sur la colline d’Ambohinivohitra les communes de : Ambohitrimanjaka, Ampangabe, Iarinarivo, Mahereza et de Fiadanana.

• Secteur Nord Est qui approvisionnera la nouvelle ville Avaradrano via le réservoir R2 à Ankadikely Ilafy.

• Secteur Sud / Sud-Ouest qui alimentera les communes de : Soavina (via le réservoir R3 à Soavina), Ampanefy et Ankadivoribe Soalandy (via le réservoir R4 à Ankadivoribe Soalandy), Bongatsara et Ambohijanaka (via le réservoir R6 à Bongatsara) et enfin Ambatofotsy Tsiafahy (via le réservoir R7 à Ambatofotsy).

Comme mentionné, la distribution serait gravitaire à partir des réservoirs c'est-à-dire que leurs emplacements sont choisis de telle sorte qu’ils puissent dominer chaque secteur ou commune afin de permettre à volonté une distribution gravitaire.

Enfin, les branchements seront piqués à partir des réseaux de distribution (conduite de desserte locale) qui sont eux même piquées à partir des conduites maîtresse de distribution.




3. DEMANDE EN EAU

3.1 DEMANDE EN EAU

3.1.1 POPULATION CONCERNEE PAR LE PROJET

3.1.1.1 Population actuelle

Le dernier recensement général de la population et de l’habitat malagasy (RGPH) date de 1993. Depuis, les seuls recensements disponibles sont ceux réalisés par les mairies théoriquement une fois par an. Ces derniers recensements ont été collectés, soit via la FIFTAMA soit directement auprès des mairies pour les communes suivantes : Ampangabe, Iarinarivo, Mahereza, et Fiadanana. La FIFTAMA est l’association des communes périphériques d’Antananarivo, elle a un statut d’Organe Public de Coopération Intercommunale (OPCI).

Pour l’estimation de la population, les autres sources d’informations existantes sont :

• le Plan d’Urbanisme Directeur de 2004 (PUDi), du Grand Antananarivo.

• le SDAEP d’Antananarivo 2003. • le BDA (Bureau de Développement d’Antananarivo) : c’est un service technique de la

CUA en charge de la gestion de l’espace et la programmation d’équipements collectifs. Les interventions de BDA ne se limitent plus actuellement à la CUA mais s’étendent également aux communes de l’OPCI/FIFTAMA (qui forment le « Grand Tana » avec la CUA).

L’ensemble des données disponibles est résumé dans les tableaux ci-après :

Tableau 1 : Données de population PUDi

Source : Plan d’urbanisme directeur 2004

HYPOTHESES D’EVOLUTION DE LA POPULATION (Habitant)

Commune Année 1993 2001 2003 2004 2005 2010 2015 2020 2025 Ambohitrimanjaka 17 404 20 688** 19 197 19 677 20 169 22 819 25 818 29 211 33 049

Ampangabe

Iarinarivo

Mahereza

Fiadanana

Nouvelle Ville Avaradrano

Soavina 4 014 8 367 10 054 10 858 11 727 16 448 22 011 28 767 36 715

Ampanefy 5 209 8 062 8 992 9 487 10 008 13 080 16 694 20 804 25 312

Soalandy 4 823 8 312 9 811 10 596 11 444 16 050 21 479 28 072 35 828

Ambatofotsy Tsiafahy Bongatsara




Tableau 2: Données population SDAEPA et BDA

Schéma Directeur 2003 Source BDA

HYPOTHESES D’EVOLUTION DE LA POPULATION

POPULATION

Commune Année 1993 2002 2010 2015 2020 2003 Ambohitrimanjaka 17 584 22 743 28 522 34 142 41 678 23 131

Ampangabe

Iarinarivo

Mahereza

Fiadanana

Nouvelle Ville Avaradrano

Soavina 4 155 7 966 13 375 18 005 23 314 10 686

Ampanefy 5 219 9 923 16 574 22 284 28 865 10 133

Soalandy 7 745

Ambatofotsy Tsiafahy 14 972

Bongatsara 12 376

Tableau 3 : Données de population OPCI/FIFTAMA

Population selon les derniers recensements mairie (prise en compte

de la population totale des communes) SOURCES OPCI/FIFTAMA

Taux de croissance

actuel

COMMUNE ANNEE 2000 2003 2004 2006 2007 (*) en %

Secteur Nord-Ouest Ambohitrimanjaka 27 131 5.30

Ampangabe 9 289 2.69 Iarinarivo 7 338 2.46 Mahereza 2 834 1.89 Fiadanana 5 005 5 970 2.55

Secteur Nord-Est Nouvelle Ville

Avaradrano

Secteur Sud-Ouest Soavina 12 063 12.46

Ampanefy 10 133 6.86 Soalandy 7 745 5.64

Secteur Sud Ambatofotsy Tsiafahy 14 972 5.00

Bongatsara 12 376 5.00

(*) Calculé sur la base des données de population actuelles et des 10 dernières années




Au vu de la disparité des chiffres entre les différentes sources d’informations, nous avons choisi de ne considérer que la population fournie par les mairies (source OPCI /FIFTAMA). Il s’agit probablement de la source la plus fiable car la plus récente et non basée sur des projections.

Les populations actuelles (2009-2010) ainsi que les populations futures (2010-2020 et 2020-2030) des communes (sauf pour Ambohijanaka) seront donc calculées à partir :

• Des derniers recensements disponibles

• Des derniers taux de croissance qui ont pu être calculés (sur la base des données de population actuelles et antérieures des 10 dernières années)

Cas particuliers :

• La ville nouvelle Avaradrano : le projet n’a pas encore débuté, nous avons donc pris comme hypothèse une population nulle au départ du projet.

• Ambatofotsy Tsiafahy et Bongatsara : on ne dispose que d’un seul recensement en 2003, le taux de croissance actuel pour ces communes est considéré équivalent à celui des projections 2010-2020, soit 5% (Voir tableau).

• Ambohijanaka : les besoins complémentaires à couvrir sur cette commune ont été estimés par SANDANDRANO, il s’agit seulement d’un pourcentage de la population de la commune, le reste étant déjà alimenté en eau potable par le réseau de distribution SANDANDRANO (production d’eau à partir d’une ressource superficielle d’altitude et d’une retenue collinaire).

3.1.1.2 Population future

Pour l’estimation de la population future, nous avons déterminé des taux de croissance par commune en prenant en compte :

• Pour la période 2010-2020

- La proximité de la commune par rapport à Antananarivo, - L’existence d’axes routiers desservant la commune, - Les tendances démographiques observées ces dernières années, - L’urbanisation induite par l’accès à l’eau potable,

Les communes les plus proches de la capitale telles Ambohitrimanjaka et Soavina ont des taux d’accroissement déjà très élevés au vu des derniers recensements. Ces 2 communes sont, en effet, facilement accessibles depuis Antananarivo et Soavina est déjà partiellement alimentée en eau par la JIRAMA, d’où les fortes augmentations de population depuis une dizaine d’années. Dans un futur proche, cette tendance devrait se confirmer surtout si les




communes ont l’opportunité d’être totalement desservies en eau potable. Le facteur limitant à l’accroissement démographique sera alors une possible saturation des communes qui se traduira par un déplacement des flux migratoires vers les villages voisins tels qu’Ampanefy et Ankadivoribe Soalandy. Nous avons donc choisi de prendre en compte un ralentissement démographique pour Ambohitrimanjaka et Soavina tout en conservant des taux de croissance élevé (5% et 6% respectivement) et de transposer cette tendance aux communes limitrophes facilement accessibles, Ampanefy et Ankadivoribe Soalandy avec un taux de croissance de 6% entre 2010 et 2020. Les communes plus au Sud, Bongatsara et Ambatofotsy Tsiafahy, se trouvent le long de l’axe routier RN7 donc facilement accessibles bien que plus éloignées de la capitale. Les taux de croissance sur ce secteur devraient donc se maintenir dans le futur, d’autant plus qu’il sera alors alimenté en eau potable.

Le secteur Ouest du projet, qui concerne les communes de : Ampangabe, Iarinarivo, Mahereza et Fiadanana, est très enclavé car desservi principalement par des pistes d’accès peu praticables. Dans le futur, même si les taux de croissance actuels sont amenés à augmenter légèrement du fait de l’accès à l’eau potable, l’accroissement démographique restera moins prononcé que sur le reste de la zone d’étude.

• Pour la période 2020-2030

- L’amélioration du niveau de vie dans le futur notamment grâce à l’amenée de l’eau potable,

- Les possibilités de saturation des communes du fait de la diminution des surfaces constructibles,

L’amélioration du niveau de vie dans le périmètre du projet pourrait favoriser une baisse du taux d’accroissement naturel de la population, surtout s’il s’accompagne de mesures en faveur de l’éducation, la santé et la planification familiale. Nous avons donc choisi de diminuer l’ensemble des taux de croissance 2010-2020 d’environ 20% pour la période 2020-2030. Ce ralentissement démographique prend également en compte un probable début de saturation sur certaines des communes incluses dans le projet.

Le SDAEPA avait opté pour une démarche similaire avec une diminution des taux de croissance dans le temps.

Dans le cas particulier de la ville nouvelle Avaradrano, on préconise un état de croissance démographique de 4.3% par an sur la période 2010-2030.

Les taux de croissance proposés pour les projections de population sont récapitulés dans le tableau 4.




Tableau 4 : Taux de croissance 2010-2020 et 2020-2030

TAUX DE CROISSANCE

COMMUNE Taux de

croissance actuel en pourcent

Hypothèse de taux de croissance en pourcent

2009-2010 2010-2020 2020-2030 Secteur Nord-Ouest Ambohitrimanjaka 5.30 5.00 4.00 Ampangabe 2.69 3.00 2.40 Iarinarivo 2.46 3.00 2.40 Mahereza 1.89 2.50 2.00 Fiadanana 2.55 3.00 2.40

Secteur Nord-Est Nouvelle Ville Avaradrano 4.30 4.30 Secteur Sud-Ouest Soavina 12.46 6.00 4.80 Ampanefy 6.86 6.00 4.80 Soalandy 5.64 6.00 4.80 Secteur Sud Ambatofotsy Tsiafahy 5.00 5.00 4.00 Bongatsara 5.00 5.00 4.00

La population future sera donc estimée à partir de la formule de projection basée sur le taux d’accroissement annuel :

Où :

- Y : population après l’année n - Y0 : population à l’année de base - η : taux d’accroissement annuel - n : nombre d’année à venir à partir de l’année de base

Il est important de souligner que le projet ne prend pas en compte la totalité des populations des communes considérées, soit parce que ces dernières sont déjà alimentées en partie par la JIRAMA (Soavina et Bongatsara), soit parce que l’habitat est éparpillé sur un vaste territoire. La proportion de population qui sera desservie en eau potable par le futur réseau de distribution apparaît dans le tableau ci-dessous :

Y= Y0 (1+η)n




Tableau 5 : Population 2009 incluse dans le périmètre du projet

COMMUNE Pourcentage de la commune

qui sera desservie par le projet Population 2009 dans les communes à desservir dans le cadre du projet

Secteur Nord-Ouest Ambohitrimanjaka 80% 28 099 Ampangabe 80% 8 047 Iarinarivo 70% 5 525 Mahereza 70% 2 098 Fiadanana 70% 4 395 Sous total N-O 48 165 Secteur Nord-Est Nouvelle Ville Avaradrano 50% Sous total N-E

Secteur Sud-Ouest

Soavina 50% 10 850 Ampanefy 80% 12 070 Soalandy 80% 8 152 Sous total S-O 31 072 Secteur Sud Ambatofotsy Tsiafahy 70% 14 045 Bongatsara 50% 8 293 Sous total S 22 337 Total Général 101 574

Le projet ciblera principalement les zones desserviables (hameaux ou pôles d’habitation) proches des principales voies de communication :

• Pour les communes dans le secteur Nord-Ouest, la partie de la commune qui sera desservie par le projet est estimée à 70% pour Iarinarivo, Fiadanana et Mahereza, et 80% pour Ampangabe et Ambohitrimanjaka. En effet, sur les communes comme Mahereza et Fiadanana, environ le tiers des habitants bénéficient de systèmes d’AEP gravitaires existants (fonctionnels). L’accès à l’eau potable est plus critique pour Ampangabe (alimentation à partir de puits essentiellement).

• Pour les communes déjà alimentées par la JIRAMA, le reste de la population peut à priori être facilement raccordée au futur réseau de distribution (Soavina et Bongatsara).

• Pour Soalandy et Ampanefy, qui forment une seule zone de desserte, le réseau couvrira environ 80% de la population, à cause de la dispersion des habitats.

• Pour Tsiafahy, la population qui sera desservie est réduite à 70% aussi, au vu de l’étendue de la commune.




Cas de la commune d’Ambohijanaka

Pour le cas d’Ambohijanaka, les besoins complémentaires à couvrir sur cette commune ont été estimés par SANDANDRANO étant donné qu’elle est l’exploitant. Il s’agit alors seulement d’un pourcentage de la population de la commune, le reste étant déjà alimenté en eau potable par un réseau de distribution.

Cas de la nouvelle ville Avaradrano

Etant donné que le programme d’urbanisation de la nouvelle ville Avaradrano n’a pas encore fait l’objet de publication officielle, l’alimentation de cette ville nouvelle est reportée en phase 2 (desserte à partir de 2020) du projet. L’objectif de cette option est de comprendre l’impact de la ville nouvelle sur l’ensemble du projet.

Enfin, nous projetons d’alimenter 50% de la future zone d’urbanisation. Le reste sera probablement alimenté par la JIRAMA.

Tableau 6 : Desserte de la nouvelle ville Avaradrano

Nouvelle Ville Avaradrano 2010 2020 2030 Projection de la population à desservir en eau

Potable (50%) 0 79 095 120 501

Source : SDAEPA La proportion de population (projection en 2010, 2020 et en 2030) qui sera desservie en eau potable par le futur réseau de distribution est résumée dans le tableau 7.




Tableau 7 : Population à desservir dans le cadre du projet

POPULATION A DESSERVIR DANS LES COMMUNES DU PROJET COMMUNE 2010 2020 2030

Secteur Nord-Ouest Ambohitrimanjaka 29 589 48 197 71 343 Ampangabe 8 264 11 106 14 078 Iarinarivo 5 661 7 608 9 644 Mahereza 2 138 2 737 3 336 Fiadanana 4 507 6 057 7 678 Sous total N-O 50 158 75 704 106 080 Secteur Nord-Est Nouvelle Ville Avaradrano 79 095 120 501 Sous total N-E 79 095 120 501 Secteur Sud-Ouest Soavina 12 202 19 500 31 163 Ampanefy 12 898 20 613 32 943 Soalandy 8 612 13 762 21 994 Sous total S-O 33 711 53 875 86 100 Secteur Sud Ambatofotsy Tsiafahy 14 747 24 021 35 557 Bongatsara 8 707 14 183 20 994 Sous total S 23 454 38 204 56 552 Total Général 107 324 246 879 369 232

3.2 PROJECTION DE LA DEMANDE EN EAU

3.2.1 TAILLE D’UN MENAGE

Dans le SDAEP d’Antananarivo, la taille moyenne d’un ménage pour la périphérie de la capitale est de 4.9 habitants. Ce résultat a été obtenu sur la base des données recueillies lors du recensement de 1993. Pour la suite, nous avons choisi de conserver ce chiffre en prenant donc comme hypothèse de base : 4.9 habitants par ménage en moyenne sur l’ensemble du secteur du projet.

3.2.2 CONSOMMATIONS DOMESTIQUES

Dans le cadre du projet, les besoins domestiques seront évalués selon quatre typologies de consommateurs :

• Catégorie 1 : Les habitants raccordés à un branchement individuel avec une consommation moyenne de 90l/j/hab (BP 1).

Il s’agira de la part de la population les plus aisées disposant d’une tuyauterie interne et d’installations sanitaires. Un seul ménage sera raccordé par branchement privé. Le ratio de




consommation, 90l/j/hab, est un ratio moyen. Ce ratio se situe en-dessous des consommations actuelles par branchements privés dans la périphérie immédiate de la capitale (130l/j/hab d’après le SDAEP de 2003) mais en phase avec les objectifs de consommation du même Schéma Directeur (objectif de 90l/j/hab). Il prend également en compte la démocratisation de l’accès à l’eau potable par des populations à revenus plus faibles que celles habitant la capitale.

Cette catégorie de consommateurs se rencontre plutôt à proximité d’Antananarivo et dans une moindre proportion dans les communes rurales.

• Catégorie 2 : Les habitants raccordés à un branchement individuel avec une consommation moyenne de 60l/j/hab (BP 2).

Il s’agira de la population pouvant s’offrir un branchement privé mais n’ayant pas un système de tuyauteries internes développé ou alors continuant d’utiliser les eaux de surface, abondantes dans le secteur, pour les usages autres que la boisson. Un seul ménage sera raccordé par branchement privé.

Nous estimons que cette catégorie de la population, bien qu’ayant les moyens de s’offrir un branchement privé, concerne des ménages vivant dans des conditions plus modestes avec des habitudes de consommation plus limitée d’où le ratio de 60l/j/hab.

• Catégorie 3 : Les habitants raccordés à un branchement social (BS).

Il s’agira d’un groupement de ménages se mettant d’accord pour la mise en commun d’un branchement privé, la plupart du temps matérialisé par la création d’un robinet dans une cour partagée. Le nombre de ménage par branchement social est estimé à 8.

Le ratio de consommation observé en moyenne est de 30l/j/hab. Nous avons choisi de conserver ce ratio pour la suite de l’étude.

• Catégorie 4 : Les habitants alimentés à partir de bornes fontaines (BF).

Il s’agira de la part de la population ne pouvant pas s’offrir un branchement privé. Le ratio de consommation aux bornes fontaines est considéré d’environ 15l/j/hab (ratio observé dans le SDAEPA auprès des bornes fontaines payantes). Il correspond au poids limite pouvant être transporté par une personne.

Il a été pris comme hypothèse qu’une borne fontaine approvisionne en moyenne 250 personnes en eau potable. Il s’agit là d’un ratio habituel pour un pays en voie de développement.

• Catégorie 5 : Les lavoirs et les monoblocs

Les ratios considérés pour ce type d’équipement sont : 1 lavoir pour 2 000 habitants et 1 monobloc pour 10 000 habitants. Ces ratios ont été fournis par SANDANDRANO en fonction de ce qu’il observe sur des communes similaires où il est exploitant.




La consommation moyenne d’un lavoir est estimée à 5 m3/j et 10m3/j pour un monobloc type qui comprend 4 postes lavoirs, 1 douche, 2 WC, 1 urinoir homme, 1 urinoir dame, 1 borne fontaine à 3 robinets. Ces données proviennent également de SANDANDRANO.

3.2.3 TAUX DE DESSERTE

Les taux de desserte ont été déterminés par types de communes en cohérence avec les phénomènes explicités dans le paragraphe « population future » :

• Communes urbaines - Cette catégorie concerne essentiellement le projet Avaradrano de Nouvelle Ville à proximité immédiate de la capitale.

• Communes semi-urbaines - Ambohitrimanjaka, Soavina, Ampanefy et Ankadivoribe Soalandy sont dans cette catégorie.

• Communes rurales - Il s’agit des communes du Sud : Bongatsara, Ambatofotsy Tsiafahy et Ambohijanaka.

• Communes très rurales – Cette catégorie prend en compte les communes enclavées du Nord-Ouest : Ampangabe, Iarinarivo, Mahereza et Fiadanana.

Le taux de desserte total reste le même sur toute la zone d’étude, c’est-à-dire :

� 50% en 2010 � 75% en 2020 � 100% en 2030.

C’est la répartition entre branchements privés, branchements sociaux et bornes fontaines qui varient selon l’urbanisation ou la ruralité de la commune considérée.

Tableau 8 : Taux de desserte selon les typologies de consommateurs

TAUX DE DESSERTE

Commune urbaines Commune semi-urbaines Communes rurales Communes très rurales 2010

BP 1 10% 5% 3% 0% BP 2 15% 10% 7% 5% BS 5% 10% 10% 10% BF 20% 25% 30% 35%

2020 BP 1 20% 12% 10% 4% BP 2 30% 18% 15% 11% BS 10% 20% 25% 30% BF 15% 20% 25% 30%

2030 BP 1 30% 20% 15% 7% BP 2 45% 30% 25% 23% BS 15% 35% 40% 45% BF 10% 15% 20% 25%




3.2.4 CONSOMMATIONS NON-DOMESTIQUES

Les consommations non domestiques englobent les besoins industriels et administratifs. Leur proportion est estimée à 20% des besoins totaux en eau potable. C’est le pourcentage communément considéré et il correspond aux valeurs calculées dans le Schéma Directeur.

3.2.5 PERTES

Bien que le réseau d’adduction et de distribution soient un réseau neuf au début du projet, les linéaires à poser sont importants et il est nécessaire de prendre en compte le vieillissement futur des canalisations. Le rendement global des réseaux est ainsi estimé à 80%. Soit une perte de 20% dans le réseau.

Quant aux pertes d’eau au niveau de l’usine de traitement, elles sont estimées à 5% de la production. Il s’agit des besoins en eau pour le fonctionnement de la station et notamment pour le lavage des filtres.

3.2.6 COEFFICIENT DE POINTE HORAIRE

Le coefficient de pointe horaire est considéré égal à celui mis en évidence dans le SDAEPA, soit 1.1.

3.2.7 RESULTATS

Sur la base des hypothèses énoncées précédemment, la capacité de traitement nécessaire pour l’ensemble de la zone d’étude est de l’ordre de :

• 2 800 m3/j en 2010 • 14 000 m3/j en 2020 • 31 500 m3/j en 2030

Le tableau 9 donne après calcul la capacité nécessaire de traitement pour satisfaire les besoins du projet dans chaque commune.




Tableau 9: Capacité de traitement nécessaire pour satisfaire les besoins du projet

CAPACITE DE TRAITEMENT en m 3/j COMMUNE 2010 2020 2030

Secteur Nord-Ouest Ambohitrimanjaka 849 2 573 5 785 Ampangabe 155 438 875 Iarinarivo 106 300 599 Mahereza 40 108 207 Fiadanana 84 239 477 Sous total N-O 1 234 3 658 7 943 Secteur Nord-Est Nouvelle Ville Avaradrano 5 426 12 025 Sous total N-E 5 426 12 025 Secteur Sud-Ouest Soavina 350 1 041 2 527 Ampanefy 370 1 101 2 671 Soalandy 247 735 1 783 Sous total S-O 967 2 877 6 981 Secteur Sud Ambatofotsy Tsiafahy 353 1 169 2 573 Bongatsara 209 690 1 519 Ambohijanaka 50 200 440 Sous total S 612 2 059 4 532 Total Général (m3/j) 2 813 14 020 31 481 Total Général (l/s sur 24h) 32 160 360




4. RESSOURCE EN EAU

4.1 CHOIX DE LA RESSOURCE EN EAU

Prélèvement d’eau sur l’Ikopa

L'Ikopa est une rivière pérenne qui ne tarit pas pendant l'année en raison de la régularisation obtenue à partir des lâchés effectués au niveau du barrage de Tsiazompaniry, géré par la JIRAMA. Le soutien de l'étiage vise principalement à assurer les besoins d'irrigation au niveau de la plaine d'Antananarivo dans la période s'étalant du 15 Juillet au 30 Novembre de chaque année. Les débits lâchés sont fixés sur la base d'un calendrier d'irrigation établi par l'Autorité pour la Protection contre les Inondations de la Plaine d'Antananarivo (APIPA), qui est en charge de la gestion des infrastructures principales d’irrigation au niveau de la plaine d’Antananarivo.

Durant cette période, les lâchés sont régulièrement ajustés en fonction de l'utilisation effective de l'eau par les agriculteurs.

4.2 QUALITE DE L’IKOPA

4.2.1 REJETS DANS L’IKOPA

4.2.1.1 Zone inspectée

Dans le cadre de ce projet SANDANDRANO / INFRACO, pour évaluer la qualité de l’Ikopa, des compagnes d’investigations le long de la rivière ont été effectuées entre le pont d’Ambohimanambola (en amont) et celui d’Ambohitrimanjaka (en aval : zone de captage pour le projet). Ainsi, nous avons pu localiser et inventorier les principaux points de rejets d’effluents et les différents usages de la rivière pouvant affecter sa qualité sur la base de l’étude des cartes et des prises de vues aériennes.




Figure 2 : ZONE D’INSPECTION

4.2.1.2 Rejets d’effluents

4.2.1.2.1 Rejets municipaux

a- Rejet en aval de la future prise d’eau

Le système d’assainissement des eaux usées et des eaux pluviales du centre ville d’Antananarivo est composé de plusieurs portions de réseaux indépendantes, suivant un découpage par bassins versants.

Le Canal Andriantany est le principal déversoir des eaux usées et des eaux pluviales de la ville. Son prolongement à partir de la station de pompage d’Ambodimita, dénommé Canal Andriantany aval, est long de 10km et débouche dans l’Ikopa à Ampanindrona, au Nord-Ouest de l’agglomération (coordonnées : 18°50'15.22 "S / 47°23'13.00"E). Sur l’Ikopa, ce point de confluence est à 12km en aval de l’actuel barrage agricole qui est situé au droit du village artisanal.

Remarquons que la zone de captage du projet est située entre la bifurcation vers Ambohitrimanjaka sur la RN38bis et le pont de Mahitsikely à Ambohitrimanjaka plus précisément au droit du village artisanal.

Point de localisation : 18°52’23.14’’S/47°28’46.43’’E.




Figure 3 : REJETS MUNICIPAUX

b- Rejets en amont de la future prise d’eau

Les eaux usées collectées par le réseau d’assainissement du bassin versant du lac Anosy sont refoulées vers la station de pompage de 67ha à partir de la station de relevage d’Ampefiloha. Les eaux usées d’Ambodin’Isotry sont aussi relevées dans un collecteur principal convergent vers la station de pompage du 67ha.

Finalement, la station de pompage de 67ha envoie les eaux usées du réseau séparatif vers un point de rejet dans l’Ikopa, sans traitement, situé juste à l’aval du pont d’Andohatapenaka à proximité du super marché Score digue (coordonnées : 18°5 3'58.61"S / 47°29'43.76"E).

Par ailleurs, les eaux usées domestiques des zones d’habitation bordant la rivière s’y déversent souvent sans aucun traitement.

Figure 4 : POINT DE REJET DES EAUX USEES DANS L’IKOPA A PROXIMITE D’ANDOHATAPENAKA




4.2.1.2.2 Rejets industriels

Les rejets des principaux établissements industriels inventoriés sur terrain s’effectuent dans les conditions décrites ci-après.

Les rejets aboutissent à l’Ikopa, soit directement (par exemple Zone Industrielle ZI Filatex), soit par l’intermédiaire d’un ruisseau/canal (par exemple ZI Forello) ou d’un marécage (par exemple centrale thermique). La Figure 5 suivante indique la position des rejets industriels.

Centrale thermique JIRAMA : Les effluents de la centrale thermique d’Ambohimanambola se déversent dans le marécage situé à l’Est de la centrale. Le rejet final se fait dans l’Ikopa, 170m plus loin, par un canal d’évacuation du marécage. Dans ce dernier, les traces d’hydrocarbures sont bien visibles.

Figure 5 : POINT DE REJET DES EFFLUENTS DE LA CENTRALE THERMIQUE DANS L’IKOPA

ENDUMA, SOCOBIS : Les points de rejet de ces deux unités industrielles, situées à Sarompody Tanjombato, n’ont pas pu être identifiés. Cependant, il est fort probable qu’ils se font directement dans l’Ikopa en face de la bande de sable situé au droit de la piste d’Ankadievo. En effet, aucun rejet n’a été constaté dans l’autre ruisseau exutoire potentiel sur le côté Nord de la zone industrielle. Ces points de rejet probables sont estimés à une distance de 800m du pont de Tanjombato.

STAR, LECOFRUIT : Plusieurs points de rejet ont été identifiés. Les rejets se font dans la rivière Ankady, dont le premier et le principal, de STAR, à 170m du pont RN7, Le point de confluence de cette rivière avec l’Ikopa à 175m environ en amont du pont d’Anosizato.

ZI FORELLO : Plusieurs points de rejet ont été identifiés. Ces rejets s’effectuent dans un canal qui longe tout le côté Sud de la zone industrielle, et qui se déverse, à environ 500m à l’Ouest de la zone industrielle, dans la rivière Ankady. Ce dernier aboutit finalement, 2km environ plus loin, dans l’Ikopa.




Figure 6 : POINT DE REJET DANS LE CANAL ANKADY / CA NAL RECEPTEUR ZI FORELLO

ZI FILATEX : Un point de rejet a été identifié. Il s’effectue directement dans l’Ikopa dans la partie Sud-Ouest de la zone industrielle. L’eau a une assez forte coloration, et un panache est visible sur environ 50 mètres. Cette zone industrielle est principalement constituée par des unités de confection textile.

ABATTOIRS : Six abattoirs ont été identifiés dans la zone située à l’Ouest du pont d’Ampasika. Les rejets rejoignent un ruisseau qui se déverse, au Nord, dans l’Ikopa. Ces rejets ne sont pas traités, et contiennent, de l’eau, du sang et des matières solides.

Figure 7 : REJET ZI FILATEX DANS L’IKOPA / RUISSEAU RECEPTEUR DES EFFLUENTS DES ABATTOIRS

La figure suivante récapitule les principaux points de rejet se trouvant le long de l’Ikopa.




Ffieugd

Figure 8 : PRINCIPAUX POINTS DE REJET SUR L’IKOPA

Points de rejet d’effluent le long

de l’Ikopa

ECHELLE : 1/75000




4.2.2 USAGES ACTUELS DE L’IKOPA

Bien qu’elle draine une grande partie de la zone urbaine et qu’elle reçoive de nombreux effluents industriels, la rivière Ikopa est beaucoup utilisée par la population.

Les points aux usages remarquables, entre les ponts d’Ambohimanambola et d’Ambohitrimanjaka, sont localisés sur la figure 9 : Usage de la rivière Ikopa.

Le tableau suivant résume les principaux usages actuels de l’Ikopa sur ce tronçon.

Tableau 10 : USAGES ACTUELS DE L’IKOPA ENTRE AMBOHI MANAMBOLA ET

AMBOHITRIMANJAKA




NB : Deux zones hôtelières ont été identifiées sur le tronçon Mandroseza-Ambohimanambola. Il est fort probable que leurs rejets se fassent dans l’Ikopa.




Figure 9 : USAGES DE LA RIVIERE IKOPA

Echelle : 1/75 000




4.2.3 QUALITE DE LA RIVIERE 4.2.3.1 Classes de qualité des cours d’eau Classification selon le décret n° 2003/464 : Le tableau ci-après présente les classes de qualité en vigueur à Madagascar (Décret n° 2003/464 portant classification des eaux de surface) pour évaluer la qualité des cours d’eau et déterminer les usages possibles. La classe d’un cours d’eau doit s’apprécier en fonction du paramètre le plus défavorable.

Tableau 11 : CLASSES DE QUALITE DES EAUX DE SURFACE A MADAGASCAR




Figure 10 : QUALITE DE LA RIVIERE IKOPA

Echelle : 1/75 000




4.2.3.2 Qualité actuelle de l’Ikopa

Des mesures de qualité d’eau ont été effectuées en 7 points sur la rivière Ikopa (voir Figure 10 page précédente).

Les résultats sont résumés dans les paragraphes suivants. Ils donnent des tendances sur la qualité de l’eau.

RESULTATS DES ANALYSES ET COMPARAISON AVEC LES NORM ES DE CLASSEMENT PRELEVEMENTS SUR LE TRONÇON & ANALYSES SOMMAIRES

Tableau 12 : ANALYSES SOMMAIRES SUR LE TRONÇON ETUDIE

Date d’analyse : Octobre 2007

Sur la base des paramètres analysés in situ (pH, conductivité et oxygène dissous), la rivière est globalement de qualité moyenne (classe B) sur le tronçon étudié. Ceci peut se justifier par le fait que même si des rejets domestiques et industriels se font dans la rivière, la plus grande partie des effluents de la ville n’arrive dans l’Ikopa qu’au niveau d’Ampanindrona (en aval de la zone de captage), via le Canal Andriantany.

Nous remarquons aussi une tendance autoépuratrice de la rivière, sur la base des paramètres analysés in situ (pH, conductivité et oxygène dissous) :

• La rivière est de classe A au niveau de la prise d’eau de Mandroseza, même si elle reçoit les effluents pollués de la centrale thermique au niveau d’Ambohimanambola, 5km en amont ;

• La teneur en oxygène dissous augmente de 30% entre le point de rejet des eaux usées municipales en aval d’Andohatapenaka et le pont d’Ambohitrimanjaka (5km), signe d’une amélioration de la qualité de la rivière sur ce tronçon.




Cependant, il est à noter que la forte turbidité de la rivière (240 NTU) en aval au niveau du pont d’Ambohitrimanjaka reflète une teneur importante en MES (80 mg/l) qui y catégorise la rivière en classe C, contrairement à l’analyse ci-dessus.

4.2.3.3 Mécanisme de l’autoépuration

Quand les eaux usées sont déversées dans une rivière ou dans un lac, une activité biologique combinée avec des actions chimiques entre alors en jeu très spontanément : étant à transformer les matières oxydables en matières oxydées stables.

Les actions bactérielles et les réactions d’oxydoréduction consomment l’oxygène dissous. Le rôle des bactéries est d’assimiler la matière organique en la transformant en matières vivantes et en sels minéraux. Ces derniers sont à leur tour consommés par les algues pour synthétiser leurs matières vivantes tout en libérant d’importante quantité d’oxygène dissous grâce au phénomène de photosynthèse : oxygène utilisé par les bactéries simultanément avec celui apporté par l’air (aération superficielle).

Quand on parle d’autoépuration des eaux de rivière ou de lac, le mot épuration veut dire non seulement la disparition de certains microbes pathogènes mais aussi des matières organiques en décomposition. Néanmoins, celle-ci a certaines limites : elle n’élimine pas les virus et dépende essentiellement de la qualité de la rivière, notamment, de la présence des algues qui libèrent l’oxygène dissous utilisé par les bactéries pour la biodégradation.

4.2.4 ANALYSES PHYSICO-CHIMIQUES

Des analyses physico-chimiques plus détaillées ont été réalisées sur deux échantillons prélevés au niveau de l’actuel barrage agricole et au niveau du pont d’Ambohitrimanjaka.

Le tableau ci-après présente les résultats de ces analyses.




Tableau 13 : ANALYSES PHYSICO-CHIMIQUES SUR DES PRELEVEMENTS A AMBOHITRIMANJAKA

Laboratoire d’analyse : CNRIT Antananarivo (Octobre 2007)

Au niveau de l’actuel barrage agricole (au droit du village artisanal), la rivière est hors classes (HC) de par sa teneur en MES (> 100 mg/l). De plus, la teneur en fer est élevée (3,62 mg/l) par rapport à la valeur maximum admissible (0,5 mg/l) selon le Décret N° 2003-941 relatif au contrôle des eaux destinées à la consommation humaine.

Au niveau du pont d’Ambohitrimanjaka, la rivière est de classe C (qualité médiocre) de par sa teneur en MES. Sa concentration en fer aussi est élevée (2,47 mg/l) par rapport à la valeur maximum admissible (0,5 mg/l).

Notons enfin que le degré de pollution de la rivière, au niveau du barrage agricole, est acceptable en vue d’une exploitation comme eau de consommation (OD de 5mg/l, DBO de 2 mg/l et DCO de 10 mg/l). Malgré le rejet d’eaux usées en amont du barrage agricole, la rivière a des teneurs en pollution organique faible. La rivière a donc une bonne capacité d’autoépuration. Nonobstant la teneur en MES qui classerait le cours d’eau en hors classes en cet endroit, le reste des paramètres mesurés y classeraient la rivière en classe A (bonne qualité).




4.2.5 POLLUTIONS POTENTIELLES

4.2.5.1 Les principaux polluants rejetés dans l’Ikopa

Les paragraphes qui suivent consistent à établir de manière exhaustive une liste des principaux polluants qui peuvent être retrouvés au niveau de la future prise d’eau, donc nécessitant un traitement. Elle est basée sur les résultats de l’inventaire des usages actuels de la rivière ainsi que de l’évaluation de sa qualité.

4.2.5.1.1 Polluants lies aux rejets municipaux

La principale pollution en amont de la future prise d’eau de la rivière Ikopa par les eaux usées domestiques correspond au rejet, à Andohatapenaka aval, des effluents municipaux à partir de la station de pompage des 67 ha. Le problème principal avec les eaux usées non traitées est leur forte charge microbiologique, qui peut transmettre n'importe quel nombre de maladies d'origine hydrique telles que le choléra, directement dans le système fluvial. Les germes, pathogènes ou non, sont donc des paramètres à examiner de près.

Les autres polluants à prendre à considération sont :

• Les matières en suspension (MES) • Les matières organiques • Les sels dissous (chlorures notamment)

• Les matières azotées

4.2.5.1.2 Polluants lies aux rejets industriels

Les unités industrielles inventoriées, et rejetant leurs effluents dans le tronçon étudié de l’Ikopa, sont principalement de 4 types : i) abattoirs, ii) unités agroalimentaires, iii) unités textiles, et iv) centrale thermique.

Les principaux polluants rejetés par ces types d’industries sont essentiellement :

• des matières solides (unités agroalimentaires, abattoirs), • des métaux lourds (centrale thermique, unités textiles),

• des hydrocarbures (centrale thermique, zones industrielles), • des huiles et graisses (unités agroalimentaires),

• des matières organiques (unités agroalimentaires, abattoirs), • ainsi que des détergents et tensio-actifs.

Abattoirs : Ces établissements sont très polluants. Leurs effluents sont constitués par : le sang, les eaux de lavage et les eaux d’entraînement des matières stercoraires (fécales). Ces




liquides sont à forte teneur organique. Les principaux flux polluants correspondants sont : les MES (> 1 000 mg/l), la DBO (> 3 000 mg/l) et la DCO (> 4 000 mg/l).

Unités agroalimentaires : Dans les effluents agroalimentaires non traités, la DCO et la DBO sont habituellement élevées, les niveaux pouvant être de 10 à 100 fois supérieurs à ceux des eaux usées domestiques. Les effluents peuvent aussi avoir des teneurs élevées en huiles et graisses. Des niveaux élevés de phosphore peuvent également être relevés, notamment lorsque de grande quantité d’acide phosphorique est utilisée dans tel ou tel procédé, ou dans le nettoyage.

Unités textiles : Les quantités d’eaux rejetées et leurs charges chimiques constituent le principal problème environnemental dans l’industrie textile. Un pourcentage important de l'ensemble des émissions polluantes est imputable aux substances qui sont déjà présentes sur la matière brute (impuretés et matières associées présentes sur les fibres naturelles, agents de préparation, lubrifiants de filature, agents d'encollage, etc.). Le blanchiment donne naissance à des réactions qui forment des composés organohalogénés (AOX), notamment des composés organochlorés. En ce qui concerne la teinture, les polluants peuvent provenir des teintures elles-mêmes (toxicité pour le milieu aquatique, présence de métaux, coloration de l'eau, etc.), des auxiliaires contenus dans les préparations de teinture (agents dispersants, agents anti mousse, etc.), des produits chimiques et auxiliaires basiques utilisés dans les procédés de teinture (bases, sel, agents réducteurs et oxydants, etc.) et des contaminants résiduels présents sur les fibres (résidus de pesticides, produits d’ensimage sur les fibres synthétiques).

Centrale thermique : Outre la pollution de l'air qu'elles entraînent, les centrales thermiques constituent également une source importante de rejets aqueux (eau de refroidissement et eau résiduaire) dans le milieu aquatique. Les eaux de ruissellement superficiel provenant des zones de stockage entraînent des particules de combustible. De petites quantités d'eau contaminée par du pétrole (eau de lavage) sont inévitables. Les effluents contiennent ainsi des hydrocarbures, des métaux lourds et des matières solides.

4.2.6 LES RISQUES DE POLLUTIONS ACCIDENTELLES

En plus des polluants qui sont rejetés, de façon plus moins régulière, dans l’Ikopa, des déversements accidentels dans la rivière peuvent aussi survenir. Ces derniers engendreraient une pollution accidentelle, et peuvent être de différentes sortes : déversement de produits chimiques, huiles usagées, hydrocarbures, eaux usées, etc.

Aucun incident notable de ce genre ne s’est encore produit sur l’Ikopa. Par contre, le risque est bien réel, notamment au niveau des unités industrielles, à cause de l’inexistence de dispositifs de traitement des eaux résiduaires avant leurs rejets dans la rivière. L’installation en amont de la prise d’eau de détecteurs de pollution permettrait de détecter les éventuelles pollutions accidentelles et de prendre toutes les précautions nécessaires pour éviter la contamination sur la station de traitement d’eau potable.




4.2.7 QUALITE D’EAU TRAITEE

La qualité de l’eau traitée devra être conforme au Décret N°2003-941 inspirés des Directives sur l’eau de boisson de l’OMS.

Le tableau ci-dessous synthétise les valeurs maximales proposées par la réglementation pour différents paramètres physico-chimiques et biologiques.

Tableau 14 : DECRET N°2003 – 946 POUR LES PARAMETRES PHYSICOCHIMIQUES ET BIOLOGIQUES

Paramètres Unité Décret n°2003-941

Paramètres physico-chimiques

Température °C 25 Turbidité NTU 5

Conductivité µS/cm 3000 pH entre 6.5 et 9

Calcium mg/l 200 Magnésium mg/l 50

Chlorure mg/l 250 Sulfate mg/l 250

Dureté mg de

CaCO3/l 500

Matières organiques mg/l 2 (milieu alcalin) 5 (milieu acide)

Chlore libre mg/l 2 Ammonium mg/l 0.5

Nitrite mg/l 0.1 Azote total mg/l 2 Manganèse mg/l 0.05

Fer total mg/l 0.5 Phosphore mg/l 5

Zinc mg/l 5 Argent mg/l 0.01 Cuivre mg/l 1

Aluminium mg/l 0.2 Nitrates mg/l 50 Fluor mg/l 1.5

Paramètres bactériologiques

Coliformes totaux Nombre/100ml 0 Streptocoques fécaux Nombre/100ml 0

Coliformes thermotolérants

Nombre/100ml 0

Clostridium sulfito-réducteur

Nombre/100ml <2/20ml spores anaérobies




4.3 CONCLUSIONS SUR LA QUALITE DE L’IKOPA

La qualité de la rivière Ikopa se dégrade à son passage dans la ville. Cela est dû à toutes les charges qui lui sont déversées actuellement (effluents industriels, eaux usées domestiques, etc.).

Cependant, l’Ikopa peut apparemment encore absorber toutes ces charges, compte tenu de sa tendance autoépuratrice. Ainsi, entre le dernier rejet principal dans le cours d’eau (eaux usées à Andohatapenaka aval) et le pont d’Ambohitrimanjaka, la qualité de la rivière s’améliore de façon notable.

Ainsi, du point de vue qualitatif, l’exploitation de la rivière comme prise d’eau potable sur la partie aval du tronçon étudié est envisageable moyennant la mise en œuvre de traitements adéquats pour se conformer aux exigences de qualité imposées par le Décret N° 2003-941. Il y a notamment nécessité de mettre en place une filière de traitement complet à savoir coagulation-floculation et décantation pour abattre les MES, ainsi qu’une étape de filtration, d’une désinfection en fin de traitement pour s’assurer de l’élimination de germes.

Il est toutefois à noter que la tendance autoépuratrice de l’Ikopa n’est pas sans limites compte tenu de l'importance de la croissance démographique de la ville.




5. ADEQUATION RESSOURCES-BESOINS

5.1 REFERENCE AUX DONNEES STATISTIQUES

En amont de la zone de captage du projet (entre le pont d’Ambohitrimanjaka et la station d’Ambohimanambola), le débit total des prélèvements est évalué à 13 m3/s (85% pour l’irrigation et 15% pour le système d’AEP Jirama). Entre la station d’Ambohimanambola et celle d’Anosizato, il y a entre autre les soutirages de la prise JIRAMA (1.7 m3/s) et de la prise du canal GR (6 m3/s pour l’irrigation de la Plaine Ikopa Rive Droite - PIRD), ainsi que des apports de la rivière Ankady qui débouche dans l’Ikopa au niveau d’Anosizato (données recueillies par l’APIPA aux stations hydrométriques d’Ambohimanambola et d’Anosizato situées sur l’Ikopa).

Avec une estimation conservative des besoins agricoles à 5 m3/s pour l'ensemble des prises entre Anosizato et la zone de captage du projet à Ambohitrimanjaka (irrigation des plaines d’Ambodiapanga et d’Ambohidrapeto), le débit arrivant dans la zone du captage pour une période de retour de 20 ans est de l’ordre de 5 m3/s (d’après les données statistiques Fleuves et Rivières de Madagascar).

Tableau 15 : Débits Moyens Mensuels d’étiage de l’Ikopa à Ambohimanambola

Période de retour (ans) 5 10 20 50 Débit mensuel d’étiage (m3/s) 23.3 20.5 18.1 15.5

Source : Fleuves et Rivières de Madagascar, ORSTOM, 1993

Rappelons que le débit sanitaire à conserver pour l’Ikopa est estimé à 4 à 5 m3/s.

5.2 REFERENCE AUX DONNEES RECUEILLIES PAR L’APIPA

La référence aux données statistiques permet une première approche de la ressource disponible dans la zone du captage. Il convient toutefois de noter que l'influence humaine sur les débits observés dans l’Ikopa en saison sèche, qui évolue dans le temps avec le mode de gestion de l'eau au niveau du bassin de l'Ikopa, fait perdre aux valeurs observées leur signification statistique. C’est pourquoi l’approche ci-dessus a été complétée par un examen des données recueillies dans le cadre du système d’annonce de crues géré par l’APIPA aux stations hydrométriques d’Ambohimanambola et d’Anosizato situées sur l’Ikopa.

La station d’Ambohimanambola mesure l’écoulement arrivant dans la plaine d’Antananarivo. La station d’Anosizato se trouve en aval des prises d’eau de la JIRAMA (Mandroseza) et du canal GR (Tanjombato), et à environ 8 km en amont de la zone de captage du projet.

On présente sur la Figure 11 les débits observés à Ambohimanambola et Anosizato de Janvier 2003 à Décembre 2007. Au cours de cette période, qui comprend 4 saisons sèches, les débits




minima observés sont respectivement de 15 m3/s à Ambohimanambola et de 10 m3/s à Anosizato.

Figure 11 : DEBITS OBSERVES A AMBOHIMANAMBOLA ET AN OSIZATO DE JANVIER 2003 A DECEMBRE 2007

La différence entre les débits minima d’Ambohimanambola et d’Anosizato s’explique principalement par les soutirages de la prise JIRAMA (1.7 m3/s) et de la prise du canal GR (6 m3/s pour l’irrigation de la Plaine Ikopa Rive Droite - PIRD), ainsi que des apports du canal Ankady qui débouche dans l’Ikopa au niveau d’Anosizato.

Avec une estimation conservative des besoins agricoles à 5 m3/s pour l'ensemble des prises entre Anosizato et la zone de captage du projet à Ambohitrimanjaka (irrigation des plaines d’Ambodiapanga et d’Ambohidrapeto), le débit minimal arrivant dans la zone d'Ambohitrimanjaka est de l'ordre de 5 m3/s avec le mode de gestion de l'eau actuelle.

5.3 CONCLUSION

Ainsi selon les données statistiques et les mesures hydrométriques au niveau d’Ambohimanambola et d’Anosizato, le débit disponible dans l'Ikopa au niveau de la zone d'Ambohitrimanjaka permet de satisfaire aux besoins du projet SANDANDRANO / INFRACO dont l'estimation maximale est de 0.4 m3/s. Ce prélèvement permettra de conserver un débit sanitaire de l’Ikopa toujours supérieur à 4 m3/s.




Capacité de traitement nécessaire Année 2010 2020 2030

Débit du projet en m3/j 2 800 14 000 31 500 Débit du projet en m3/s 0.032 0.160 0.360

Notons qu’une amélioration du débit disponible dans la zone de captage à Ambohitrimanjaka pourra également être obtenue par l’optimisation de la gestion et du rendement de l'irrigation dans la plaine. Un contrôle efficace des prélèvements au niveau des différentes prises agricoles s'avèrera certainement nécessaire afin de mieux maîtriser les débits disponibles à l’aval d’Antananarivo (NB : on remarque une diminution des surfaces irrigables ces dernières années due au remblayage de la plaine d’Antananarivo pour des constructions). De plus, compte tenu de la priorité donnée à l’eau potable vis-à-vis de l’irrigation, nous concluons que la ressource Ikopa est largement suffisante pour assurer les besoins en eau potable de la zone.

En résumé, la ressource de l’Ikopa apparaît comme une ressource pérenne et suffisante pouvant répondre aux besoins du projet. De plus, l’expérience de la station de traitement de Mandroseza permet d’avoir une référence sur l’exploitation de cette rivière et ainsi de connaître les processus de traitement efficaces ainsi que les difficultés propres à l’exploitation de l’Ikopa.

Néanmoins, le point négatif de cette alternative qui est le captage seul de l’Ikopa est le manque de diversification de la ressource. Le risque d’une pollution accidentelle ou d’un dysfonctionnement existe. Pour diminuer ce risque, des détecteurs de pollution seront positionnés en amont de la prise d’eau brute et le traitement sera organisé selon des filières parallèles indépendantes ce qui réduira le risque d’interruption de service pour cause de dysfonctionnement (il faudrait alors que toutes les filières parallèles tombent en panne simultanément).




6. DIMENSIONNEMENT DES OUVRAGES

6.1 CAPTAGE DE L’EAU BRUTE

Du point de vue qualitatif, l’exploitation de la rivière comme prise d’eau potable en aval de l’agglomération est envisageable moyennant la mise en œuvre de traitements adéquats pour se conformer aux exigences de qualité imposées par le Décret N° 2003-941 sur l’eau de boisson de l’OMS. Malgré le rejet d’eaux usées en amont du barrage agricole donc, la rivière a des teneurs en pollution organique faible au point de captage.

Le captage des eaux de l'Ikopa est envisagé par l'intermédiaire de :

• un seuil qui sera construit en travers de la rivière entre le Village artisanal et le pont de Mahitsikely à Ambohitrimanjaka ;

• une prise d’eau par pompage installée en amont immédiat du seuil et en rive droite de la rivière.

Le seuil sera submersible et aura pour fonction de maintenir une lame d’eau suffisante et constante à l’étiage pour garantir la pérennité du fonctionnement du pompage.

Le seuil sera de forme trapézoïdale sur toute la largeur de la rivière (80 m). Nous noterons que la construction de ce seuil servira non seulement les besoins du projet mais également, si nécessaire, ceux de la future unité de production envisagée dans le SDAEP de la ville d'Antananarivo pour soutenir l'extension du réseau JIRAMA dans les périphéries Nord et Nord-Est de la ville.

Le pompage relèvera l’eau sur une hauteur de 15 m (HMT=15m) jusqu’à la station de traitement installée hors d’eau dans la plaine en rive droite de l'Ikopa, par l'intermédiaire d'une conduite sur une longueur d’environ 500m.

La station sera alimentée en électricité depuis la station de traitement via une ligne basse tension. Elle fonctionnera autant que possible à débit constant par plage de 24 heures.

6.1.1 CALCUL DE LA PUISSANCE A INSTALLER POUR LA STATION DE POMPAGE ET DIMENSIONNEMENT DE LA CONDUITE D’EAU BRUTE

Méthodologie de calcul

- Calculer le diamètre des conduites de refoulement eau brute à partir de la formule de M.Vibert (choix des diamètres nominal) en considérant les deux phases du projet c'est-à-dire les besoins respectifs en 2020 et en 2030 (respectivement 160l/s et 360l/s).




La formule de M.Vibert s’écrit :

Avec : Q : débit en m3/s et D : diamètre en m n : temps de fonctionnement journalier de la pompe divisé par 24 e : prix du kwh en Euro (0.05 Euro le kwh) f : prix de la conduite en fonte posé par kg en Euro (0.70 Euro le kg de fonte posé)

- A partir des diamètres trouvés, relever dans les tables de COLEBROOK les pertes de charge unitaire ainsi que les vitesses y afférentes. Les pertes de charge linéaire sont obtenues en multipliant les valeurs trouvées dans les tables par la longueur de la conduite (distance entre la station de pompage et la station de traitement).

- Les pertes de charge singulière sont à considérer lorsqu’il s’agit de refoulement court (dans notre cas L=500m). Il en est alors tenu compte en majorant forfaitairement de 1% environ la hauteur totale de refoulement, y compris les pertes de charge calculées d’après les tables de COLEBROOK.

- On obtient finalement la HMT (HMT=Hg+J linéaire+J singulière).

- L’évaluation de la puissance à installer est basée sur un rendement moyen des groupes motopompes 7.0=η .

Nous avons :

Avec : ρ =1000kg/m3, Q en m3/s, HMT en m et P en kW.

Les résultats de calculs sont donnés par le tableau 17 : phasage des capacités hydrauliques à installer pour le pompage.

Tableau 16 : Phasage des capacités à installer pour le captage d’eau brute

Caractéristiques requises

(HMT=15m)

Puissance à installer

Conduite d’eau brute (L=500m)

2020 2030 Phase 1 Phase 2 Phase 1 Phase 2 (*)

Q (l/s) Q (l/s) kW kW DN Fonte (mm)

DN Fonte (mm)

160 360 34 42 400 450 (*) : Doublement du refoulement

ηρ

*102

* HMTQP =

46.0

154.0

547.1 Qf

enD

×=




6.1.2 CALCUL DU NPSH DISPONIBLE

L’utilisateur doit donner au constructeur le NPSH dont il peut disposer : ce sera, par définition, la valeur de la pression absolue mesurée sur l’axe de la bride d’aspiration de la pompe. Pour que les conditions d’aspiration définies par l’utilisateur soient toujours satisfaites par l’engin, il faut que le NPSH disponible soit supérieur de quelques décimètres au NPSH requis défini par le constructeur. Ainsi, il n’y aura pas à redouter la cavitation, en exploitation.

A partir de l’équation de BERNOULLI appliquée entre le plan d’aspiration (z0, p0) et l’entrée de la pompe (z1, p1) et en négligeant les termes en V²/2g, on obtient :

( ) Jazzopop −−+= 1

1

ϖϖ

En ne tenant pas compte de la tension de vapeur t s’exerçant à la surface du plan d’aspiration et en considérant que celle-ci s’effectue par dépression, nous pouvons écrire :

Avec :

- ϖ

1p : pression à l’entrée de la pompe

- ϖpo

= 10m d’eau (pression sur le plan d’aspiration)

- Ha = z1-z0 : hauteur géométrique d’aspiration - Ja : perte de charge à l’aspiration

Enfin, il faut calculer la vitesse de rotation N souhaitable de la pompe supposé être le point de fonctionnement où n’apparaîtra pas la cavitation.

Il faut que : avec ns= 4/3H

QN

Où : - Q est le débit de pompage en m3/s - H est la hauteur manométrique totale en m - ns est la vitesse spécifique par minute - N est la vitesse de rotation en tours par minute

Pour une hauteur d’aspiration de 4m en première approximation et en négligeant les pertes de charge à l’aspiration (très faibles), la valeur du NPSH disponible ainsi que la vitesse d’entrainement souhaitable sont données dans le tableau suivant :

NPSH disponible = 10 − (Ha +Ja)

10 −−−− (Ha +Ja) >>>> 1.21 ns3/4 10

-3 H




Tableau 17 : Caractéristiques requises pour le pompage d’eau brute

Caractéristiques requises (HMT=15m) 2020 2030

Q en m3/s 0.162 0.360 N en tr/min 1 200 1 000

Ha en m 4.5 5 NPSH disponible (m) 5.5 5

L’amorçage s’effectuera manuellement ou par l’intermédiaire d’une pompe à vide.

6.2 DIMENSIONNEMENT DU BARRAGE SEUIL

Le dimensionnement du barrage se fera en deux étapes :

- Le calcul hydraulique qui consiste à déterminer le nombre de passes batardables (ou évacuateur de crue) nécessaire pour évacuer la crue du projet en plus du seuil.

- Le calcul de Génie Civil qui consiste à donner ou à déterminer les dimensionnements des éléments constituants le barrage (largeur, épaisseur, hauteur). Le corps du barrage sera constitué d’un massif de forme trapézoïdale en béton cyclopéen.

6.2.1 ETAPE HYDRAULIQUE

6.2.1.1 Calcul du débit de crue du projet

Le débit de crue du projet est fixé selon l’envergure du projet. Dans notre cas, compte tenu de l’étendue et de la durée de vie du projet, nous allons dimensionner le barrage pour une crue de fréquence cinquentenale.

Les données hydrométriques se trouvent dans « Fleuves et rivières de Madagascar ». L’étalonnage pour l’évaluation des débits de très hautes eaux de l’Ikopa peut être considéré comme très correct au niveau de la station d’AMBOHIMANAMBOLA (18’56’43’’s - 47”35’56”E), puisque le plus important jaugeage (11/02/77, H = 3.20 m, Q = 331 m3/s) a été réalisé à une cote très proche du maximum connu (3.29 m) de la période 1959-1982.

Les données de débit de crue obtenues entre la période 1956 à 1982 (Annexe 2) pourront être ainsi ajustées à partir des lois de probabilité statistiques. Les lois de Gumbel et de Frechet sont des lois doublement exponentielles destinées aux valeurs extrêmes.

Le calcul s’effectuera à partir de la loi de Gumbel dont l’estimation de débit donne de meilleur résultat à partir de la période de retour T=25ans.




Loi de Gumbel

Avec : uf = -ln (-ln F) aG : gradex = 0.78σ et Q0 = Qm – 0.45σ Les valeurs de uF sont données par le tableau suivant :

T (ans) 5 10 20 25 50 100 1000

F=1-1/T 0,8 0,9 0,95 0,96 0,98 0,99 0,999

uF 1,500 2,250 2,970 3,199 3,902 4,600 6,907

Qm=n

1∑

=

n

i

Qi1

et σ=1

)²(1

−

−∑=

n

QmQin

i

On obtient après calcul, Q0.98= 367m3/s.

6.2.1.2 Dimensionnement hydraulique

Figure 12 : SCHEMAS DE PRINCIPE DONNANT LA VUE EN PLAN DU CORPS DU BARRAGE AINSI QUE LA VUE EN COUPE.

QF= Q0 + aG××××uF




Soient L la largeur de la rivière (L=80m); L1 la largeur effective du seuil et L2 la largeur totale des passes batardables.

On obtient alors comme première équation L = L1 + L2 (1), avec L1 et L2 les inconnues de l’équation.

La deuxième équation s’obtient à partir de la formule de débit d’un déversoir, soit :

Avec : Q : débit de crue du projet en m3/s, h : hauteur d’eau au dessus du seuil m : coefficient pris égal à 0.4 L : largeur totale de la rivière Nous avons :

- Q1=mL1 g2 h3/2

- Q2=mL2 g2 (h+Hs)3/2 avec Hs : hauteur du barrage et Q = Q1 + Q2

Finalement, la deuxième équation donne Q = m g2 [L1*h 3/2+L2 *(h+Hs)3/2] (2)

Soit donc les deux équations (2) et (1) :

- Q= m g2 [L1*h3/2+L2 *(h+Hs)3/2]

- L=L1+L2

En première approximation, on prend Hs=1.2m et la hauteur d’eau au dessus du seuil est généralement donnée de telle sorte qu’on garde une revanche r de l’ordre de 0.50m à 1.50m selon la portance du barrage. En fixant la revanche à 0.50m et pour une hauteur de la berge égale à 3.50m (hauteur minimale des berges entre la bifurcation et le pont d’Ambohitrimanjaka), la hauteur d’eau au dessus du seuil est donnée par la relation : h= hauteur berges −−−− hauteur seuil −−−− revanche Ce qui donne h= 1.80m. En connaissant la valeur des paramètres dans les deux équations, la résolution donne : L1= 75m et L2= 5m.

Q==== mL g2 h3/2




Comme la longueur des passes batardables est généralement de 1m, le nombre de passe sera de 5.

(blesseBatardalongueurPa

Ln

2= = 5).

Ces passes qui peuvent être des vannes (automatiques ou manuelles) ou des panneaux s’effacent pendant les crues et laisse passer tout le débit liquide et solide de la rivière en plus du seuil. Ainsi, la surélévation du plan d’eau en amont du barrage sera largement diminuée. 6.2.2 ETAPE GENIE CIVIL Le corps du barrage sera constitué d’un massif de forme trapézoïdale constitué de matériaux en béton cyclopéen. La fondation est constituée d’élément horizontal appelé radier et d’éléments verticaux appelés parafouille ; ces éléments de la fondation sont construits en béton armé. La protection aval est constituée d’enrochement (sur deux couches au minimum) arrêtée par des pieux en bois jointifs. Un petit seuil aval est placé au dessus des parafouilles aval pour amortir l’énergie causée par le ressaut hydraulique. Le dimensionnement se fait en plusieurs étapes :

- Vérification de la règle de Lane qui doit être prise en compte surtout pour des barrages fondés sur sol meuble. En effet, il y a notamment risque d’érosion en aval ou affouillement, des tassements et d’écoulement d’eau sous l’ouvrage.

Les sondages géotechniques montrent une proportion importante de sable moyen mêlé de limon et de petit gravier couvrant l’étendue du lit de la rivière, sur le site d’implantation du barrage. - Vérification de la stabilité du barrage par rapport au glissement et par rapport au

renversement.

- Vérification de la stabilité interne du barrage. Enfin, la disposition et les dimensions des ouvrages que ce soit propre ou annexe au barrage doivent permettre de satisfaire à ces règles tout en respectant l’économie du projet.




6.2.2.1 Prédimensionnement

- Soit B la largeur de la base du barrage égale à 1.4 à 2Hs, soit 2Hs (avec Hs =1.20m), B = 2.40m.

- Largeur du seuil l ≥ 0.50m, soit l = 1.20m

- Fruit du talus m ≥ 1/1, soit m = 1/2 - Longueur du radier aval = longueur du radier amont = B = 2.40m - Longueur de la parafouille amont Lp1 = 0.5Hs à 2m, soit L p1 = 2m - Longueur de la parafouille aval L p2 = 0.5Lp1 = 1m - Epaisseur du radier ≥ 0.20m, soit 0.40m

- Epaisseur des parafouilles ≥ 0.20m, soit 0.30m - Hauteur du seuil aval égale à 0.30m, largeur égale à 0.40m - Hauteur amont ou Hamont = Hs+h (avec h=1.80), soit Hamont = 3m - Hauteur aval ou Haval est la profondeur d’eau en aval du barrage sur la risberme en

période de crue. Cette profondeur est sensiblement égale à la profondeur d’eau naturelle de la rivière. Soit Haval = 1.85m.

Les valeurs données au prédimensionnement sont récapitulées dans le tableau suivant :

Tableau 18 : Prédimensionnement du barrage seuil

Seuil Radier Parafouille Seuil aval Base Crête Amont Aval Amont Aval Base Crête

Longueur/Largeur (m) 2.40 1.20 2.40 2.40 - 0.40 0.30 Hauteur (m) 1.20 - 2 1 0.30

Epaisseur (m) - 0.40 0.40 0.30 0.30 - Fruit 1/2 - - 3/4




TNTN Radier en BA dosé à 350kg/m3

Parafouille en BAdosé à 350kg/m3

Enrochement P50=50 kg

Corps du barrage enbéton cyclopéen doséà 400 kg/m3

2.40 1.20 1.20 2.40 0.30 5.00

1.2

02

.00

0.30 0.30

0.10

0.6

0

0.4

0 0.30

1.00

Couche de transition

Figure 13 : SCHEMA DE PRINCIPE DU SEUIL DE CAPTAGE




6.2.2.2 Vérification de la règle de Lane La vérification de cette règle permet d’éviter les phénomènes d’affouillement (phénomène de Renard) et d’érosion en aval du barrage. La règle générale prévoit un coefficient C qui devrait être supérieure à des valeurs définies selon le type de matériaux constituants le sol de fondation.

Entre autre, Avec :

- L : longueur totale des cheminements de l’eau en dessous de l’ouvrage en m - H∆ : différence d’altitude entre la hauteur d’eau amont et aval en m.

La règle de Lane par contre estime qu’il ne faut pas donner la même importance aux

cheminements verticaux Lv et horizontauxLh . Ainsi, il faut avoir : Avec :

- Lv et Lh respectivement les cheminements verticaux et horizontaux en m - H∆ : différence d’altitude entre la hauteur d’eau amont et aval en m

- 'C : ayant pour différents terrains les valeurs suivantes,

Limons et sables très fins ≥'C 8.5

Sables fins ≥'C 7

Sables moyens ≥'C 6

Sables gros ≥'C 5

Petits graviers ≥'C 4

Gros graviers ≥'C 3

Graviers et galets ≥'C 2.5

Argiles plastiques ≥'C 3

Argiles moyennes ≥'C 2

Argiles dures ≥'C 1.8

H

LC

∆=

'3/1

CH

LhLv ≥∆

+




Η∆

Β

Α

Χ

ΕΦ Γ

Ο

Les sondages géotechniques montrent une proportion importante de sable moyen mêlé de limon et de petit gravier couvrant l’étendue du lit de la rivière, sur le site d’implantation du

barrage. Ainsi, 'C doit être supérieur ou égal à 6 (valeur pour sable moyen).

Après calcul, on obtient =Lv 5.2m, =Lh 7.2m, =∆H 1.15m

Finalement, le résultat donne 6.6 ≥≥≥≥ 'C = 6, donc la règle de Lane est vérifiée. 6.2.2.3 Vérification de la stabilité du barrage Condition de non glissement Inventaires des forces s’exerçant sur le barrage :

- Action de l’eau : l’eau en amont du barrage tend à le pousser vers l’aval. L’action de l’eau se décompose en deux forces selon les diagrammes de pression (rectangulaire et

triangulaire), HshW ××=ϖ1 et 2

²2

HsW

×= ϖ avecϖ : poids volumique de l’eau

égal à 1t/m3.

- Le poids du barrage ∑G (seuil, radier, parafouilles) en considérant le poids

volumique du béton à 2.5t/m3. - Les forces de sous-pression qui ne sont pas négligeables pour un barrage fondé sur sol

meuble. Selon les diagrammes de pression en dessous de l’ouvrage (rectangulaire et

=Lv AB+CD+EF+GH

=Lh BC+DE+FG

Cheminements hydraulique en dessous de l’ouvrage




triangulaire), soit clfHavalU ×××= ϖ1 et 2

2clfH

U××∆×= ϖ

avec lf : longueur

total du radier et c : coefficient pris égal à 0.5. Les forces appliquées sur le barrage sont données par la figure suivante :

O

La stabilité au glissement s’obtient donc si : 5.1)(

≥×−

=∑

∑W

tgUGKg

ϕ

En ce qui concerne le coefficient de frottementϕtg , nous adoptons en général la valeur de 0.6

pour le frottement béton sur roche plus tendre (sable et alluvion). Les résultats de calcul donnent :

- ∑ =G 14.512 t

- ∑ =U 8.73 t

- ∑ =W 1.8 t

Finalement, on obtient =Kg 1.92 ≥≥≥≥ 1.5, donc la stabilité au glissement est vérifiée.

Condition de non renversement Il faut éviter le basculement du barrage autour du point d’appui aval (G). On distingue ainsi,

le moment renversant Mr et le moment stabilisantMs.




Soit : - Mr : qui regroupe la poussée de l’eau et les forces de sous-pression

- Ms : le poids du barrage

La stabilité au renversement est donnée par : 5.1)(

)( ≥+

==∑ UWM

GM

Mr

MsKr

Les résultats de calcul donnent : - =)(GM 55.37 tm

- ∑ =+ )( UWM 36.65 tm

Finalement, on obtient =Kr 1.51 ≥≥≥≥ 1.5, donc la stabilité au renversement est aussi vérifiée.

6.2.2.4 Vérification de la stabilité interne du barrage

Le calcul de la stabilité interne va consister à retrouver les contraintes dans l’ouvrage compte tenu des actions extérieures qui lui sont appliquées.

A partir de la méthode dérivée de la résistance des matériaux, nous pouvons assimiler chaque tranche du barrage à une poutre console verticale, encastrée dans la fondation.

La contrainte maximale qui peut s’exercer sur le sol de fondation est donc donnée par la formule de la flexion composée :

I

Mv

S

N±= ∑maxσ <<<< σσσσsol et maxσ >>>> 0

Avec :

- ∑N : somme des forces normale au radier (égale à∑G )

- S : section du radier par mètre de longueur, soit S= lf

- M : somme des moments fléchissant de toutes les forces par rapport à l’axe de gravité O du radier (on calcul les moments de toutes ces forces avec les signes en considérant le sens positif, l’inverse du sens des aiguilles d’une montre). )5(GM et )1(UM sont

donc nuls.

- v : distance maximale de l’axe neutre, soit égale à 2

lf

- I : moment d’inertie par rapport au centre de gravité O du radier, soit 12

3lfI =

Finalement, ²

6max

lf

M

lf

N±= ∑σ puisqu’on résonne par unité de largeur.




Les résultats de calcul donnent :

- ∑ =N 14.512 tm

- M = 2.47 tm - =lf 7.2m

Ce qui donne finalement,σσσσ’= 2.3 t/m² >>>> 0 et σσσσ’’= 1.72 t/m² >>>> 0.

La résistance du sol de fondation σσσσsol est compris entre 20 et 50 t/m² pour du sable moyen

humide, donc largement supérieure à σ’ et à σ’’.

La stabilité interne du barrage est donc vérifiée.

6.2.2.5 Calcul de la longueur d’enrochement

En général, pour la construction de petit barrage de faible hauteur (Hs< 6m), on se base sur la valeur de 5ch/m3 pour dissiper l’énergie provoquée par le ressaut hydraulique.

L’énergie provoquée par le ressaut est donnée par la formule : Avec Q : en m3/s (débit de crue du projet)

H∆ en m (différence d’altitude entre le niveau d’eau amont en et en aval du barrage)

ρ en kg/m3 (masse volumique de l’eau)

g en m/s² (accélération de la pesanteur)

E en Watt (Energie du ressaut)

Le volume du bassin de dissipation est donné par 5

)(chEV = avec 1ch= 735Watt.

Et la longueur du bassin est donnée par)(

sin)(rivièrelHaval

Vbasl

×= .

Enfin,

Avec =)(radierAvall 2.4m.

Les résultats de calcul donnent :

- WattP 4136090= ou ch3.5627

- 347.1125 mV =

- =sin)(basl m60.7

- =)( tenrochemenl 5.20m

HgQE ∆= ρ

)(sin)()( radierAvallbasltenrochemenl −=




En résumé, les valeurs données au prédimensionnement permettent de satisfaire aux conditions suscitées tout en respectant l’économie du projet (il n’y a pas d’ouvrages surdimensionnés). Ainsi, ces valeurs peuvent être utilisées pour le dimensionnement du barrage et par conséquent vont être pris en compte pour l’évaluation économique.

6.3 STATION DE TRAITEMENT

6.3.1 CHOIX DU TRAITEMENT

Compte tenu des caractéristiques de l’eau brute et de la qualité d’eau traitée à obtenir, une filière de traitement d’eau de surface « classique » a été retenue.

Néanmoins, pendant la saison des pluies, la concentration en matières en suspension est très élevée. Sur la station Mandroseza exploitée par la Jirama, un bassin de stockage de 47 ha est utilisé pour prédécanter l’eau de l’Ikopa.

Pour respecter le temps de séjour adopté sur la station de Mandroseza (environ deux jours et demi), et pour un débit journalier de l’ordre de 35 000 m3, un bassin de stockage de 9 ha devrait être construit. Compte tenu des coûts d’acquisition de terrain et des coûts de remblai du site, la construction de cet ouvrage serait fort coûteuse.

De plus, le contrôle du procédé de décantation sur cet ouvrage serait limité et difficilement contrôlable. En conséquence, les conditions de fonctionnement du bassin de stockage ne pourront pas être adaptées à la qualité de l’eau brute. Il faudrait aussi remarquer que le site d’implantation de la station de traitement se trouve dans une zone inondable (épandage de crue) en période pluvieuse, donc la mise en place en plus d’un bassin de stockage ne saurait être trop recommandée.

Le choix s’est donc porté sur un prétraitement composé de dessableurs et de débourbeurs.

Ces ouvrages seront installé pour abattre une quantité importante de matières en suspension MES, en tête du traitement. Les débourbeurs pourront être by-passé en saison sèche.

Le principe de la filière de traitement en aval de ce prétraitement est le suivant :

• Coagulation avec une correction de pH si nécessaire et floculation avec injection d’absorbant en cas d’augmentation de la teneur en matières organiques ou de pollutions accidentelles

• Décantation

• Filtration sur sable

• Désinfection finale

• Mise à l’équilibre calco-carbonique éventuelle




Le fonctionnement de chaque ouvrage et leur dimensionnement selon les horizons du projet (2020 et 2030) sont présentés dans les paragraphes suivants.

6.3.2 DEBIT A TRAITER

Le dimensionnement des ouvrages a été réalisé pour les horizons 2020 et 2030, donc les travaux seront échelonnés selon les débits nécessaire c'est-à-dire les besoins en 2020 et en 2030.

Le tableau suivant récapitule les débits à traiter selon les phases du projet :

Tableau 19 : Débit à traiter pour l’horizon 2020 et 2030

2020 2030 TOTAL Débit journalier en m3/j 14 000 17 500 31 500 Débit horaire en m3/h 580 730 1 300

Afin de faciliter le fonctionnement de la station de traitement d’eau, le dimensionnement des ouvrages est prévu en ligne. Ainsi pour traiter les débits calculés à l’horizon 2030, il suffira d’ajouter des lignes aux lignes existantes.

Un répartiteur de tête sera dimensionné directement dès la première phase.

Dans la mesure du possible les lignes de traitement d’eau seront entièrement gravitaire.

La figure ci-dessous schématise la filière de traitement d’eau complète de la prise d’eau à la distribution d’eau traitée.




Pompage d’eau brute Dessableur Mélangeur rapide Débourbeur Coagulation/Floculation Décantation Filtration

Captage

Répartiteur de tête

Dégrillage Polyélectrolyte Chaux Polyélectrolyte et CAP

Sulfate d’aluminium Hypochlorite de sodium

Chaux

Réservoir de desserte Pompage eau traitée Stockage eau traitée Désinfection

Figure 14 : SCHEMA DE LA FILIERE DE TRAITEMENT D’EAU

Captage

DISTRIBUTION




6.3.3 DIMENSIONNEMENT DES OUVRAGES

6.3.3.1 Répartiteur de tête

Le répartiteur de tête est un ouvrage qui sert à partager le débit d’un canal vers deux canaux d’ordre inférieur pour le débit qui arrive.

Le répartiteur est constitué de deux seuils dont la crête est toujours à la même cote.

Soit Q1 et Q2 les débits à traiter respectivement en 2020 et en 2030 (14 000m3/j et

17 500m3/j). La formule de débit à travers un déversoir s’écrit : 2/32 hgmLQ = avec m

coefficient égale à 0.4, L la largeur du déversoir en m et h la hauteur d’eau au dessus du seuil en m.

Soit alors :

- 2/3211 hgmLQ =

- 2/3222 hgmLQ =

- 21 QQQ +=

Soit donc : (*)

La profondeur du canal est donnée de telle sorte qu’on garde une revanche de 0.15m. En fixant la hauteur du seuil Hs=0.5m et pour h = 0.10m, la profondeur du canal est donnée par la relation : H = Hs + h + revanche

Soit H=0.75m

En calculant L1 à l’aide de la formule du déversoir, on obtient L1= 0.50m. On détermine ensuite facilement L2 à partir de la relation (*), L2= 0.60m.

Les largeurs du répartiteur qui donneront les débits nécessaires selon les phases du projet sont donc respectivement :

- L1= 0.50m - L2= 0.60m

2

1

2

1

L

L

Q

Q =




Figure 15 : SCHEMA DE PRINCIPE DU REPARTITEUR DE TE TE

QQ1

Q2

L1

L2

Notons que la forme du répartiteur dépend des contraintes sur terrain et qu’en aval des seuils il faudrait prévoir des petits enrochements pour dissiper l’énergie provoquée par le ressaut.

6.3.3.2 Dessableur

Le dessableur est un ouvrage qui se situe juste après l’ouvrage de prise de tête. Il a pour principal but d'extraire des eaux brutes les graviers, sables et particules minérales plus ou moins fines, de façon à éviter les dépôts dans les canaux et conduites, à protéger les pompes et autres appareils contre l'abrasion, à éviter de perturber les stades de traitement suivants.

Le fonctionnement du dessableur est basé sur un phénomène purement hydraulique. La vitesse de passage de l’eau dans le dessableur permet la décantation des particules denses. Les matières décantées sont recueillies par le pont automoteur qui racle le fond de l’ouvrage de l’aval à l’amont.

Les sables sont ensuite extraits de l’ouvrage par des pompes. Il pourra être envisagé d’évacuer le sable du site de la station de traitement par camions.

Principe de dimensionnement

Le fonctionnement du dessableur nécessite une vitesse faible de l’ordre de 0.15 à 0.20m/s. On doit alors jouer sur la formule de continuité Q = V1S1 = V2S2 = Constant.




Avec : - Q est le débit à traiter selon les horizons 2020 ou 2030, soit respectivement 14 000m3/j

et 17 500m3/j - S1 est la section du canal en amont du dessableur - V1 est la vitesse de l’eau dans le canal égale à Q/S1 - V2 est la vitesse de l’eau dans le dessableur qui sera fixée à 0.15m/s - S2 est la section du dessableur qui sera calculée à partir de l’équation de continuité :

S2= V1S1 / V2.

Enfin, pour optimiser le fonctionnement des dessableurs c'est-à-dire que pour avoir plus de particules fines, nous pouvons les allonger sur une certaine longueur. Un allongement de 15m est donc préconisé et permettra ainsi d’estimer la surface utile pour chaque dessableur.

Le tableau ci-dessous donne le dimensionnement de ces ouvrages :

Tableau 20 : Dimensionnement des dessableurs

2020 2030 TOTAL Débit m3/j 14 000 17 500 31 500

V1 m/s 0.64 0.80 -

V2 m/s 0.15 0.15 -

S1 m² 0.25 ou

(0.50m*0.50m) 0.25 ou

(0.50m*0.50m) -

S2 m² 1.10 ou

(2m*0.55m) 1.35 ou

(2.50m*0.55m) -

Surface utile m² 30 38 68

6.3.3.3 Débourbeur

L'étape de débourbage est généralement conçue pour éliminer les pointes occasionnelles de matières en suspension jusqu'à environ 30g/l. En dehors des périodes de crue, le débourbeur peut être by-passé.

Cette étape de prétraitement permet ainsi d’éliminer une partie des matières en suspension les plus facilement décantables : les limons et une partie des matières colloïdales par création et piégeage de petits flocs, d'en assurer l'évacuation sous forme de boues concentrées et de fournir à l'étape de décantation principale une eau de qualité acceptable.

Le débourbage s’effectue après addition dans un mélangeur rapide d’un floculant pour « collage » des grosses particules de MES.




L’expérience a montré que l’utilisation de sulfate d’aluminium ne donne pas de bons résultats. Les résultats obtenus avec le chlorure ferrique sont meilleurs et génèrent moins de boues. Effectivement, le chlorure ferrique permet souvent d'atteindre une vitesse de décantation (1,5 à 3 m/h environ) supérieure à celle obtenue avec le sulfate d'aluminium (1 à 2 m/h environ).

Mais souvent, l’introduction d’un floculant polyélectrolyte anionique (floculant synthétique) seul donne des résultats très satisfaisants. Pour un taux de traitement de 1g/m3 en produit actif, les vitesses applicables peuvent atteindre :

- 3 à 5 m/h pour une eau brute à 30 g/l en MES, - 8 à 10 m/h pour une eau brute à 10 g/l en MES.

Pour éviter d’augmenter le nombre de réactifs mis en jeu sur la station de traitement, l’utilisation d’un floculant polyélectrolyte est préconisé.

Aussi, dès que les concentrations en MES des eaux brutes nécessitent l’utilisation de débourbeurs l’utilisation de floculant polyélectrolyte en amont des débourbeurs sera mise en place.

6.3.3.3.1 Mélangeur rapide

Cet ouvrage permet la dispersion rapide du réactif et la tranquillisation du débit d’eau brute avant l’entrée dans le débourbage. La fonction de dispersion est assurée par un électro-mélangeur à hélice.

Le principe de dimensionnement consiste à donner un temps de contact pour le stade de traitement. Nous pouvons ainsi appliquer la formule Avec :

- V : volume utile de l’ouvrage en m3 - Q : débit de production en m3/j - Tc : temps de contact en second

Le tableau 22 présente le dimensionnement de cet ouvrage pour chaque phase du projet.

TcQV ×=




Tableau 21 : Dimensionnement du mélangeur rapide

2020 2030 TOTAL Débit m3/j 14 000 17 500 31 500

Temps de contact s 120 120 120

Volume utile m3 20 24 44 Hauteur d’eau m 3 3 3


6.3.3.3.2 Débourbeur

Le type de débourbeur proposé est de type lamellaire. Leurs techniques de construction se rapprochent de celles des décanteurs. Le débourbeur lamellaire présente l’avantage d’une faible emprise au sol par rapport à des débourbeurs classiques.

La séparation des flocs crée par l’injection de polyélectrolyte en amont et de l’eau a lieu dans un débourbeur lamellaire fonctionnant à contre-courant. La collecte des eaux débourbées se fait au-dessus des plaques grâce à un réseau de tubes perforés légèrement immergés et uniformément répartis sur toute la surface. Les boues, quant à elle, décantent à la verticale des lamelles, et sont ensuite extraites de l’ouvrage.

Les boues extraites sont ensuite envoyées :

• soit au rejet général de la station puis à l’Ikopa

• soit vers une bâche de mélange des boues

Considérons un taux de traitement à 1g/m3 en produit actif et pour de l’eau brute chargée au maximum à 10g/l de MES (80mg/l de MES en fin d’étiage sur le site de captage), la vitesse de Hazen apparente devrait se situer entre 8 et 10m/h.

La surface effective apparente du débourbeur est obtenue en divisant simplement le débit de production par la vitesse de Hazen apparente.

Le tableau ci-dessous présente le dimensionnement de cet ouvrage pour chaque phase du projet :

Tableau 22 : Dimensionnement des débourbeurs

2020 2030 TOTAL Débit m3/j 14 000 17 500 31 500

Nombre d’ouvrage nbr 1 1 3

Vitesse de Hazen apparente

m/h 10 10 10

Inclinaison des lamelles ° 60 60 60 Surface effective apparente m² 58 72 130




6.3.3.4 Coagulation/Floculation

Les eaux débourbées arrivent ensuite dans un premier ouvrage de coagulation. Cet ouvrage comme le mélangeur rapide permet la dispersion rapide des réactifs introduits à ce niveau.

Dans cet ouvrage deux types de réactifs sont introduits, la chaux, correcteur de pH et le sulfate d’aluminium. En effet le pH optimum de coagulation du sulfate d’aluminium est compris entre 7.2 et 7.4. Notons qu’au niveau du site de captage à Ambohitrimanjaka, le pH mesuré est de 6.8.

L’eau est ensuite acheminée vers un second ouvrage dit de floculation. Dans cet ouvrage est introduit pendant les saisons de pluies un floculant de type polyélectrolyte et en cas de pollution accidentelle du charbon actif en poudre en amont de cet ouvrage. Contrairement à la coagulation, le gradient de vitesse des mélangeurs sera faible (vitesse de rotation avoisinant 2 ou 3 tours/min) pour éviter de casser les flocs.

Le principe de dimensionnement consiste à donner un temps de contact pour chaque stade de traitement. Il suffit d’appliquer ensuite la formule pour déterminer le volume des ouvrages.

- V : volume utile de l’ouvrage en m3 - Q : débit de production en m3/j - Tc : temps de contact en second

Le tableau ci-dessous présente le dimensionnement de cet ouvrage pour chaque phase du projet:

Tableau 23 : Dimensionnement des ouvrages de coagulation/floculation

2020 2030 TOTAL Débit m3/j 14 000 17 500 31 500

Coagulation

Temps de contact s 120 120 120

Volume utile m3 19 24 43 Hauteur d'eau m 3 3 3 Surface utile m² 6 8 14 Floculation

Temps de contact min 20 20 20 Volume utile m3 192 240 432 Hauteur d'eau m 4 4 4 Surface utile m² 48 60 108

TcQV ×=




6.3.3.5 Décantation

Les décanteurs choisis pour ce traitement sont de type à contact de boue ou à lit de boue pulsé dénommés « Pulsator ». Ce type de décanteur est très répandu et d’une grande fiabilité. Dans ces ouvrages, on fait appel uniquement à un brassage hydraulique, l'eau étant envoyée dans le fond du décanteur par à-coups ou pulsations (d'où le nom de l'appareil).

L'admission de l'eau brute additionnée ou non de floculant se fait dans une cloche centrale qui se vide automatiquement à intervalles réguliers et réglables (généralement, le temps de monté est de 20s et le temps de descente de 9s).

Le système de remplissage et de vidange est commandé par une mise sous vide via une pompe à vide de la cloche suivie d'une remise à l'atmosphère.

Le lit de boue est donc soumis à des mouvements alternatifs, vers le bas pendant la chasse et vers le haut pendant le remplissage, ce qui favorise sa cohésion.

On profite du mouvement ascensionnel du lit de boues pour en éliminer une partie par surverse dans des pièges disposés à la périphérie. Lorsque ces pièges sont pleins, ils sont purgés automatiquement.

L'eau est uniformément répartie à la base de l'ouvrage par un réseau de tubes perforés.

Enfin, l’eau décantée est également récupérée à la surface par des raquettes semblables.

Le schéma suivant montre le fonctionnement du décanteur à lit de boue pulsé :

Figure 16 : Fonctionnement du décanteur à lit de boue pulsé

Avec : 1- Arrivée d'eau brute. 2 - Sortie d'eau décantée. 3 - Extraction des boues.




4 -Tranquillisateurs. 5 - Niveau supérieur du lit de boues. 6 - Cloche à vide. 7 - Pompe à vide. 8 - Vanne automatique casse vide. 9 - Tuyaux perforés de répartition d'eau brute 10 - Concentrateurs des boues. 11 - Introduction des réactifs.

Le principe de dimensionnement consiste à donner un temps de séjour pour la décantation et à calculer ensuite à partir de la formule TcQV ×= le volume de l’ouvrage.

D’une autre manière, le dimensionnement peut aussi se faire en fixant une vitesse de décantation pour le « Pulsator ». Dans notre cas, la vitesse préconisée est comprise entre 2.5 et 3.5m/h.

Le tableau ci-dessous présente le dimensionnement de cet ouvrage pour chaque phase du projet :

Tableau 24 : Dimensionnement du décanteur

2020 2030 Total Débit m3/j 14 000 17 500 31 500

Temps de contact h 1 1 1

Volume utile m3 577 721 1 297 Hauteur d'eau m 3 3 3

Vitesse de passage m/h 3 3 3

Surface totale de décantation m² 192 240 432

6.3.3.6 Filtration

La filtration sera réalisée sur des filtres ouverts en béton. L’eau issue des décanteurs sera filtrée sur des filtres chargés de sable de granulométrie homogène (filtre monocouche), fonctionnant par gravité et lavables simultanément à l’air à l’eau.

Les filtres sont composés d’un faux plancher, sur lequel repose 7 cm de gravier et environ 1 mètre de sable homogène (de granulométrie effective comprise entre 0.50 et 1.35mm). Le faux plancher constitué de buselures permet une meilleure répartition du débit d’eau et d’air pendant le lavage. Pour une meilleure répartition des débits de lavage, il faut prévoir environ 55 buselures par m2 de plancher.

Le lavage se fait toutes les 24h au moyen d’un retro-lavage par l’air et par l’eau. Le cycle de lavage d’environ 15 minutes, est le suivant :




• Constitution d’un matelas d’air

• Soufflage par injection d’eau et d’air simultanément de 5 min

• Rinçage à l’eau à grand débit, jusqu’à ce que l’eau évacuée à l’égout soit claire.

Les débits mis en jeu au cours de ce lavage sont les suivants :

• Débit d’eau en soufflage 5 à 7 m3/h/m²

• Débit d’eau de rinçage 20 m3/h/m²

• Débit d’air 50 à 60 m3/h/m²

La vitesse de filtration qui donne le débit admissible est de l’ordre de 5 à 6m/h pour un matériau filtrant unique.

Le tableau ci-après présente le dimensionnement de cet ouvrage :

Tableau 25 : Dimensionnement de l’étape de filtration

2020 2030 TOTAL

Débit m3/j 14 000 17 500 31 500

Vitesse de passage m/h 6 6 6

Surface totale de filtration m² 96 120 216

Une bâche d’eau de lavage est dimensionnée pour avoir une capacité de réserve égale à la quantité d’eau nécessaire pour un lavage sur chaque filtre. Le tableau suivant indique le volume de ces bâches en fonction des débits d’eau mis en jeu.

Tableau 26 : Dimensionnement de la bâche d’eau de lavage

2020 2030 TOTAL Nombre de lavage nbr/j 1 1 1

Débit d’air de lavage m3/h/m² 60 60 60 Débit d’eau de lavage

en soufflage m3/h/m² 7 7 7

Débit d’eau de lavage en rinçage

m3/h/m² 20 20 20

Durée de lavage min 15 15 15

Volume total de la bâche d’eau traitée m3 648 810 1 458

Buselures métallique à

longue queue DN50/DN25




Les eaux usées issues des lavages des filtres seront collectées et renvoyées dans le rejet général puis vers l’Ikopa.

6.3.3.7 Désinfection

La désinfection des eaux filtrées est réalisée dans une bâche équipée de chicanes de circulation. Le désinfectant utilisé est l’hypochlorite de sodium, réalisé par électrochloration sur site. Cependant, compte tenu de l’instabilité de l’hypochlorite de sodium et donc de la difficulté de stockage de celui-ci, nous envisagerons l’installation d’une unité de désinfection à base d’hypochlorite de calcium qui sera utilisé en secours.

Le principe de dimensionnement consiste à donner un temps de contact pour la désinfection et à calculer ensuite à partir de la formule TcQV ×= le volume de l’ouvrage.

Le tableau ci-dessous présente le dimensionnement de cet ouvrage :

Tableau 27 : Dimensionnement de la bâche de désinfection

2020 2030 TOTAL

Débit m3/j 14 000 17 500 31 500

Temps de contact min 30 30 30

Volume utile m3 288 360 649

Hauteur envisagée m 5 5 5


6.3.3.8 Mise à l’équilibre et stockage

Une injection de chaux afin de remettre l’eau à l’équilibre calco-carbonique est réalisé en amont de la bâche de stockage d’eau traitée. La mise en équilibre calco-carbonique permet de protéger les conduites de distribution contre la corrosion ou l'entartrage.

La mise en équilibre calco-carbonique consiste ainsi à corriger le pH par ajout de chaux qui neutralise le CO2 agressif présent dans l’eau.

Cette bâche d’eau traitée est dimensionnée pour avoir un temps de rétention d’une heure. Le tableau 29 présente le dimensionnement de cette bâche.




Tableau 28 : Dimensionnement de la bâche d’eau traitée

2020 2030 Total

Débit m3/j 14 000 17 500 31 500

Temps de contact h 1 1 1

Volume utile m3 577 721 1297 Hauteur envisagée m 5 5 5


6.3.3.9 Bâtiment des réactifs

Les installations de préparation et de dosage de réactifs sur l’usine sont les suivantes :

• Coagulation : sulfate d’alumine

• Augmentation du pH de coagulation : chaux

• Adjuvant de floculation : polyélectrolyte

• Traitement des pollutions accidentelles : charbon actif en poudre

• Désinfection : hypochlorite de sodium

• Mise à l’équilibre calco-carbonique : chaux

Des cuves munies de mélangeurs électriques pour la préparation des réactifs seront mis en place dans le bâtiment dès la première phase du projet.

� Charbon Actif en Poudre

Le charbon actif en poudre est proposé pour abattre les pollutions particulières éventuellement présentes dans les eaux brutes de façon accidentelles ou périodiques (macromolécules organiques : pesticides, rejets d’huilerie par exemple), il permet aussi l’élimination des mauvais goûts, odeurs et couleur.

Le traitement au charbon actif en poudre n’est donc utilisé que lors de l’apparition de ces pollutions particulières, c'est-à-dire pendant des durées limitées en cours d’année.

� Hypochlorite de sodium

La désinfection des eaux usées sera réalisée à partir d’une électrochloration, c'est-à-dire par production in situ d’hypochlorite de sodium par électrolyse de sel de mer NaCl.

Comme il a été déjà évoqué dans les paragraphes précédents, un système d’injection d’hypochlorite de calcium de secours doit être envisagé pour palier à d’éventuelles pannes sur la production d’hypochlorite de sodium et assurer la désinfection de l’eau traitée avant distribution. L’hypochlorite de calcium sous forme de palets est très stable et peut être stocké




plus aisément. Le tableau ci-après présente la consommation de chaque réactif mis en jeu dans la station de traitement d’eau potable pour chaque phase du projet :

Tableau 29 : Estimation de la consommation annuelle des réactifs

2020 2030 TOTAL Débit m3/j 14 000 17 500 31 500

Mélangeur rapide : Polyélectrolyte Taux de traitement g/m3 0,1 0,1 0,1

Concentration à préparer g/l 3 3 3

Nombre jour fonctionnement j 200 200 200

Consommation annuelle t/an 0,28 0,35 0,62

Coagulation: Chaux Taux de traitement g/m3 3 3 3




Coagulation: Sulfate d'aluminium Taux de traitement g/m3 15 15 15




Floculation: Polyélectrolyte Taux de traitement g/m3 0,2 0,2 0,2




Floculation: Charbon Actif en Poudre CAP Taux de traitement g/m3 25 25 25


Jour de fonctionnement j 100 100 100

Heure de fonctionnement h 4,00 4,00 4,00


Désinfection: Hypochlorite de sodium Taux de traitement gCl/m3 3 3 3



Consommation de sel par kg de produit kg/kgCl 3 3 3


Mise en équilibre: Chaux Taux de traitement g/m3 5 5 5







6.3.3.10 Emprise au sol

Pour connaitre l’emprise au sol global de la station sans une filière traitement de boue, il faut ajouter d’autres ouvrages qui seront construit dès la phase 1:

• Le bâtiment administratif.

• Un laboratoire pour réaliser les analyses sur l’eau brute et l’eau traitée afin d’adapter certains paramètres du traitement.

• Les infrastructures routières nécessaires au déplacement de véhicules sur le site

• Le bâtiment de stockage des réactifs

De plus, les superficies déterminées précédemment ne prennent pas en compte l’emplacement autour nécessaire au bon fonctionnement de la production.

Notons que l’emprise au sol d’une filière traitement de boue est particulièrement influente si elle venait s’ajouter à l’emprise au sol global de la station de traitement.

Enfin, le site retenu pour construire la station d’eau potable se situe sur une zone inondable au cours de la saison des pluies (voir Figure ci-dessous), il faudra donc remblayer la zone nécessaire à la station en tenant compte de l’emprise au sol de celle-ci afin de se mettre hors d’eau. Ce coût de remblai viendra s’ajouter au coût d’investissement de la station de traitement et au coût d’acquisition de terrain.

Figure 17 : Site retenu pour l’implantation de la station de traitement d’eau potable

Le tableau 31 synthétise le dimensionnement des ouvrages de traitement pour chaque phase du projet en indiquant la surface au sol utile de chaque ouvrage.




Tableau 30: Récapitulatif de la surface utile pour chaque ouvrage

2020 2030 TOTAL Débit journalier m3/j 14 000 17 500 31 500

Dessableur m² 30 38 68 Mélangeur rapide m² 7 8 15

Débourbeur m² 58 72 130 Coagulation m² 6 8 14 Floculation m² 48 60 108 Décantation m² 192 240 432 Filtration m² 96 120 216

Bâche eau traitée (lavage filtre) m² 216 270 486 Désinfection m² 58 72 130

Bâche de stockage eau traitée

m² 115 144 259

Ouvrages annexes et emplacement autour

m² 2 500 - 2 500

TOTAL ha 0.34 0.11 0.45

Notons que la station de production d’eau potable de la Jirama avec ses deux filières classiques Mandroseza 1 et Mandroseza 2 présente une superficie respective de l’ordre de 1.1ha et 1.2ha pour une production de 85 000m3/j et 74 000m3/j. Comparativement au débit de production du projet (31 500m3/j pour 0.45ha), on peut dire que les emprises au sol calculées à partir des dimensionnements sont cohérentes.




6.4 DIMENSIONNEMENT DU SYSTEME DE DISTRIBUTION D’EAU PO TABLE

Le système de distribution regroupe les ouvrages et installations nécessaires pour acheminer l'eau traitée vers les consommateurs répartis dans les différentes zones de desserte étudiées. Il comprend donc :

• les installations de pompage d’eau traitée (station de pompage d’eau traitée au niveau de la production) ;

• les feeders (conduites primaires de refoulement / adduction), qui assurent la desserte des réservoirs ;

• les réservoirs de desserte ;

• les antennes (conduites maîtresse de distribution ou distribution secondaire) au niveau des différentes zones de desserte ;

En raison de la disposition spatiale à la fois dispersée et excentrée des zones à desservir, le réseau de distribution du projet est caractérisé par un système primaire particulièrement conséquent.

6.4.1 STRUCTURE GENERALE DU SYSTEME DE DISTRIBUTION

Compte tenu de la configuration générale des zones de desserte, notamment par rapport au site de production, la distribution de l’eau traitée nécessite un pompage au départ de la station de production.

Pour optimiser le fonctionnement du système et sécuriser le service, des réservoirs de stockage, à amenée et distribution séparées, sont implantés en tête des zones de distribution.

Trois lignes primaires pompées séparées acheminent l’eau traitée vers les zones de desserte :

• la ligne Nord-Ouest alimentant la zone Nord-Ouest via le réservoir d’Ambohitrimanjaka ;

• la ligne Nord-Est alimentant la Nouvelle ville d’Avaradrano par l’intermédiaire du réservoir d’Ilafy ;

• la ligne Sud qui alimente les zones de desserte Sud-Ouest (réservoirs de Soavina et de Soalandy) et Sud du projet (via le réservoir d’Ankorona).

NB : On verra plus loin que les réservoirs du Sud (R6 Bongatsara et R7 Tsiafahy) seront remplis gravitairement à partir de celui d’Ankorona R5. On parlera alors d’adduction refoulement-gravitaire pour la ligne Sud.




6.4.2 POMPAGE D’EAU TRAITEE

6.4.2.1 Puissance à installer

L’évaluation de la puissance à installer est basée sur un rendement moyen des groupes

motopompes ηηηη= 0.7.

L’expression de la puissance est donnée par la relation :

Avec : - ρ : masse volumique de l’eau en kg/m3

- Q : débit en m3/s - HMT : hauteur manométrique totale en m - P : puissance en kW

6.4.2.2 Taux d’utilisation des installations de pompage

En raison du volume relativement limité de la bâche d’eau traitée prévue au niveau de la station de production (capacité équivalant à 1h de production), l’optimum en matière de pompage d’eau traitée consiste à approcher le plus possible du débit de production de la station de traitement. C’est pourquoi, le taux d’utilisation des pompes est fixé entre 80 et 95% c'est-à-dire qu’il fonctionnera autant que possible d’une manière continue, 24h/24h.

L’alimentation des réservoirs s’effectuera ainsi d’une manière continue, elle aussi.

Le tableau suivant montre le phasage des capacités à installer pour le pompage d’eau traitée.

Tableau 31 : Caractéristiques des installations de pompage d’eau traitée

Secteur Caractéristiques requises Capacité à installer 2020 2030 Phase 1 Phase 2

Q (l/s) HMT (m) Q (l/s) HMT (m) kW kW Nord-Ouest 42 144 92 144 85 101

Nord-Est 63 216 139 216 190 230

Sud-Ouest/Sud 55 227 129 227 175 235

ηρ

××=

102

HMTQP




6.4.3 PROTECTION DES CONDUITES CONTRE LE COUP DE BELIER

Pour une conduite de refoulement, l’arrêt de la pompe peut survenir brutalement par disjonction du courant alimentant le moteur. Le phénomène du coup de bélier est alors toujours à craindre surtout pour les stations alimentées à partir des lignes à basse tension.

Le coup de bélier, dont la brutalité est à l’origine de nombreux éclatements de conduites, peut atteindre, des valeurs très élevées pouvant être égales à plusieurs fois la pression de service sur les réseaux à basse pression. Ainsi, les conduites de refoulement doivent toujours être examinées du point de vue protection contre les coups de bélier et il est de rigueur d’étudier les moyens propres à limiter ses effets.

Les appareils anti-bélier devront avoir pour effet : - de limiter la dépression ; - de limiter la surpression ;

Les appareils anti-bélier sont nombreux mais on choisira pour la simplicité et pour des conditions économiques les réservoirs d’air. Principe : L’alimentation continue de la veine liquide après disjonction du groupe peut être effectuée à l’aide d’une réserve d’eau accumulée sous pression dans une capacité métallique disposée à la station de pompage et raccordée au refoulement, immédiatement à l’aval du clapet. Cette capacité contient de l’eau et de l’air et, en marche normale, la pression de cet air équilibre la pression dans la conduite au point considéré. A la disjonction, le clapet se ferme, puisque la pompe ne fournit plus de pression : une partie de l’eau de la cloche est chassée dans la conduite. Après diminution progressive, puis annulation de sa vitesse, l’eau de la conduite revient en arrière et remonte dans la cloche, augmentant la pression dans la conduite de refoulement. Ce dispositif est excessivement simple et protégera l’installation aussi bien contre les dépressions que contre les surpressions. 6.4.4 CONDUITE PRIMAIRE DE REFOULEMENT

6.4.4.1 Tracé des conduites primaires de refoulement

En vue de l’établissement de la conduite de refoulement, il a fallu tenir compte de certains impératifs que l’on s’est efforcé, dans la mesure du possible, de respecter.




Tout d’abord, il importe de rechercher un profil en long aussi régulier que possible, établi, de préférence, avec une rampe régulière toujours dans le même sens vers le réservoir d’accumulation.

Par ailleurs, dans le but d’économie du projet, il sera tenté d’allier au profil en long le tracé en plan le plus court. Nous y gagnerons en frais de premier établissement mais, aussi, en exploitation de la station, car les pertes de charges croissent avec la longueur.

Ainsi, il a fallut privilégier dans le cadre de ce mémoire les axes routiers existants, pour le tracé des conduites primaires. Effectivement, le tracé des routes dans la mesure du possible suit les impératifs posés par les conditions économiques et techniques notamment la recherche du tracé le plus court ainsi que le profil en long idéal c'est-à-dire le plus régulier possible et ne comportant pas de pentes excessives. 6.4.4.1.1 Branche Nord-Ouest

La conduite primaire sera implantée dans la zone de servitude de la route principale goudronnée d’Ambohitrimanjaka sur environ 4 500 m, avec une traversée en encorbellement de l’Ikopa au niveau du pont de Mahitsikely.

Le tracé quitte la route principale à environ 1 800 m du pont de Mahitsikely et suit une piste en terre qui débouche au Sud du site d’implantation retenu pour le réservoir de la zone Nord-Ouest.

6.4.4.1.2 Branche Nord-Est

Au départ de la station de traitement, la conduite primaire suit la route d’Ambohitrimanjaka jusqu’au village artisanal. Il longe successivement :

• la route RN58Bis et la RN4 jusqu’au pont du canal Andriantany ;

• la digue rive droite de l’Andriantany et la digue rive gauche de la rivière Mamba, jusqu’au village de Belanitra ;

• la piste Belanitra – Ankadikely, partiellement bitumée ;

• la route d’Ankadikely – Antsampandrano (partiellement goudronnée ou pavée) ;

• la piste nouvellement goudronnée d’Antsampandrano jusqu’au site considéré pour le réservoir desservant la Nouvelle ville d’Avaradrano.

6.4.4.1.3 Branche Sud-Ouest et Sud

La branche Sud-Ouest relie la station de traitement au réservoir d’Ankorona R5 et comprend les ramifications qui alimentent respectivement les réservoirs de Soavina et de Soalandy. Le tracé principal suit respectivement :




• la route d’Ambohitrimanjaka jusqu’au Village artisanal ;

• la route digue (RN58) jusqu’à Anosizato ;

• une portion de la RN1, qui inclut un passage en encorbellement par le pont d’Anosizato ;

• la piste partiellement pavée d’Ankadivoribe – Soalandy à partir d’Anosizato Andrefana (digue rive droite de la rivière Sisaony) ;

• la piste en terre reliant Soalandy et Ankorona, en passant par Ambohimasombola.

La branche Sud alimente les réservoirs de Bongatsara et de Tsiafahy – Ambatofotsy à partir du réservoir d’Ankorona. En effet, pour des adductions présentant une grande longueur, une implantation correcte de réservoir intermédiaire (R5 d’Ankorona) permettrait d’obtenir des dépenses minimales d’investissement et d’exploitation. A cet effet, on recherchera à établir un refoulement plus ou moins court sous une hauteur d’élévation telle que la cote d’implantation du réservoir intermédiaire permettra de remplir gravitairement les deux réservoirs de desserte (Bongatsara et Tsiafahy) avec une conduite de diamètre minimal travaillant sous une pression relativement faible. On parlera alors pour le cas de la branche Sud d’adduction refoulement-gravitaire alliant, à la fois, l’adduction par refoulement et l’adduction gravitaire. Le réservoir R5 d’Ankorona sera tout simplement un réservoir de passage. A partir de R5 le tracé suit successivement :

• la RN7 d’Ankorona jusqu’au Sud de Bongatsara ; l’alimentation du réservoir de Bongatsara est assurée par un piquage à partir de Bongatsara (Nœud P_3) qui suit une piste en terre existante.

• la piste en terre reliant la RN7 au site proposé pour le réservoir de Tsiafahy (Ambatofotsy).

A noter qu’au niveau des tronçons longeant des routes bitumées, nous chercherons à minimiser les passages sous chaussées, en se plaçant dans la mesure du possible au niveau des accotements. 6.4.4.2 Dimensionnement des conduites primaires de refoulement Vu la disposition générale des zones de desserte, nous avons recours à des installations de pompage d'eau traitée et des conduites primaires conséquentes. Néanmoins, il faut trouver la solution la plus économique nonobstant à la faisabilité technique. Le calcul du diamètre des conduites de refoulement se fera suivant deux approches différentes donnant des résultats plus ou moins analogue.




6.4.4.2.1 A partir de la formule de M.Vibert Condition économique Du point de vue économique, conduite de refoulement et station de pompage sont liées. En effet, plus le diamètre de la conduite est petit pour un même débit à relever, plus la perte de charge J sera grande, plus le moteur d’entrainement devra être puissant, donc, plus l’énergie dépensée sera importante. Il y aurait donc de considérer un diamètre économique pour la conduite de refoulement résultant d’un compromis entre les deux tendances suivantes :

- les frais d’amortissement de la conduite, qui croissent avec le diamètre de la conduite ; - les frais d’exploitation de la station de pompage, qui décroissent quand le diamètre

augmente, par suite de la diminution des pertes de charges. Ainsi, nous avons considéré la formule de M.Vibert pour le prédimensionnement de la conduite économique qui s’écrit :

Avec Q : débit en m3/s et D : diamètre en m

n : temps de fonctionnement journalier de la pompe divisé par 24 e : prix du kwh en Euro (0.05 Euro le kwh) f : prix de la conduite en fonte posé par kg en Euro (0.70 Euro le kg de fonte posé)

A partir de valeurs calculées, on déduit des diamètres normalisés issus donc par considération des dépenses d’amortissement, d’une part, et des dépenses d’exploitation, d’autre part.

Principe de dimensionnement

- Pour relever l’eau à une hauteur géométrique Hg, le diamètre de la conduite sera déterminé par des considérations d’ordre économique et l’on appliquera, à cet effet, la formule indiquée plus haut.

- A partir des diamètres trouvés, relever dans les tables de COLEBROOK les pertes de charge (par mètre de conduite) ainsi que les vitesses y afférentes. Et on déduira, pour une conduite de longueur donnée L, la hauteur d’élévation totale : HMT= Hg +jL qui sera utilisée plus loin pour le calcul de la pompe.

C’est-à-dire : HMT = Cote d’arrivée − Cote de départ + J

46.0

154.0

547.1 Qf

enD

×=




Remarques

- Les pertes de charges singulières pourront être appréciables surtout à la sortie de pompes équipées de pièces spéciales, ainsi il en est tenu compte ou non de majorer forfaitairement de 1% environ la hauteur totale de refoulement, y compris les pertes de charges calculées dans les tables de COLEBROOK. Soit alors : HMT= Hg + jL +Jsingulière.

- Le choix des diamètres conduit à des vitesses de refoulement généralement supérieures à 1m/s.

- Le réservoir R5 d’Ankorona servira de réservoir de tête pour les réservoirs R6 et R7 du Sud c'est-à-dire qu’à partir de R5, le remplissage des 2 autres réservoirs se fera par gravité.

Le tableau suivant donne le résultat des calculs pour la première approche. Comme mentionné, le pompage s’effectuera suivant trois secteurs indépendants (Nord-Ouest ; Nord-Est ; Sud-Ouest/Sud).

Tableau 32 : Dimensionnement des conduites primaires à installer (Approche 1)

Secteur Tronçons Longueur (m) Débit (l/s) Diamètre nominal (mm)

Nord-Ouest Production-R1 4 489 91,93 DN300

Nord-Est Production-R2 14 653 139,00 DN400

Sud-Ouest Production-R5 20 042 129,28 DN400

P_1-R3 2 156 29,25 DN200 P_2-R4 3 116 51,55 DN250

Sud R5-P_3 4 331 48,48 DN300 P_3-R6 1 600 18,70 DN200 P_3-R7 2 608 29,78 DN250

6.4.4.2.2 Le dimensionnement se base sur des critères de vitesse maximale, qui est directement liée aux pertes de charge.

Le dimensionnement des conduites se base généralement sur des critères de vitesse maximale, qui est indirectement liée aux pertes de charge. Dans le cas de conduite de refoulement, on considère généralement que la vitesse maximale devra se situer entre 1 et 3 m/s.

L’intérêt de ce type de critère réside dans son caractère pratique : connaissant la vitesse maximale et le débit, on déduit le diamètre de la conduite.




A partir des diamètres trouvés, on relève dans les tables de COLEBROOK les pertes de charges unitaires y afférentes et on en déduira, pour une conduite de longueur donnée L la perte de charge totale qui sera utilisée pour le calcul de la HMT.

Remarques

- Les résultats de calcul donnent pour un même débit des diamètres égaux à celles données par la formule de M.Vibert sauf pour le cas du refoulement Sud-Ouest (tronçon Production-R5).

- Les pertes de charges unitaires sont de l’ordre de 5m/km. Critère acceptable et approprié du point de vue technico-économique pour le dimensionnement des conduites de transmission par refoulement (lignes pompées).

- Le réservoir R5 d’Ankorona servira toujours de réservoir de tête pour les réservoirs R6 et R7 du Sud c'est-à-dire qu’à partir de R5, le remplissage des 2 autres réservoirs se fera par gravité. Le dimensionnement de ces tronçons sera donc le même que pour la méthode 1.

Les résultats de calcul pour la deuxième approche sont récapitulés dans le tableau suivant.

Tableau 33 : Dimensionnement des conduites primaires à installer (Approche 2)

Secteur Tronçons Longueur (m) Débit (l/s) Diamètre nominal (mm)

Nord-Ouest Production-R1 4 489 91,93 DN300

Nord-Est Production-R2 14 653 139,00 DN400

Sud-Ouest Production-R5 20 042 129,28 DN350

P_1-R3 2 156 29,25 DN200 P_2-R4 3 116 51,55 DN250

Sud R5-P_3 4 331 48,48 DN300 P_3-R6 1 600 18,70 DN200 P_3-R7 2 608 29,78 DN250

Etant donné que les résultats de calcul pour les deux approches sont quasiment les mêmes, nous pouvons prendre l’un ou l’autre pour le dimensionnement de la station de pompage. Néanmoins, nous choisirons pour le tronçon Production-R5 du secteur Sud-Ouest la conduite en DN350 au lieu de DN400 vu sa longueur (20km) ; ce qui réduira sans doute les frais de première installation.

Enfin, en raison de l’importance du relèvement au départ de la station de production, les conduites de refoulement seront en fonte ductile et seront choisies en PN25 (Pression nominale 25bars).

Les détails de calcul pour les deux méthodes sont fournis en Annexe 3.




6.4.5 RESERVOIRS

6.4.5.1 Emplacement des réservoirs

Le choix des sites d’implantation est dicté en premier lieu par la nécessité de dominer les zones de desserte et la stabilité des sols d’assise.

Il faut, évidemment, que l’emplacement choisi pour édifier le réservoir soit compatible avec l’un des rôles qu’il doit jouer, c'est-à-dire donner aux abonnés une pression suffisante au moment de la pointe de l’ordre de 0.5bar. Généralement, l’altitude de la cuve et, plus précisément, celle de son radier doit se situer à un niveau supérieur à la plus haute cote piézométrique exigé sur le réseau. Il faut donc évaluer, grosso modo, la perte de charge entre le réservoir et le point de la plus haute cote piézométrique à desservir pour avoir, en première approximation, l’altitude du radier.

En deuxième approximation, l’emplacement des réservoirs est choisi en considérant d’ores et déjà les extensions futures de l’agglomération entraînant un allongement du réseau c'est-à-dire une augmentation des pertes de charges. De plus, étant donné l’immensité des communes à desservir entraînant généralement une dispersion des villages à l’intérieur même de ces communes, la distribution maîtresse secondaire et plus important encore les conduites de

desserte (diamètre ≤ 75mm) seront relativement conséquente (voir conduite de distribution secondaire et distribution tertiaire).

Ainsi pour se prémunir, l’optimal est de dominer tout l’ensemble du périmètre c’est à dire placer les réservoirs quelques mètres, voir une dizaine de mètres plus haut. L’essentiel est de

donner aux abonnés une pression suffisante au robinet (pression ≥ 0.5bar).

Cas particulier du réservoir de Soavina

Vu la topographie des lieux dans la commune de Soavina, nous avons choisi de placer le réservoir au centre de gravité de l’agglomération. Ainsi, le réservoir sera surélevé sur une hauteur de 30m à partir des deux approximations mentionnées ci-dessus.

Le système de distribution comporte au total 7 réservoirs de stockage. Le tableau 35 ci-après rassemble les informations relatives aux sites potentiels d’implantation de ces réservoirs.




Tableau 34 : Sites d’implantation des réservoirs

Réservoir Secteur Commune Lieu d’implantation Cote radier (m)

R1-Ambohitrimanjaka

Nord-Ouest

Ambohitrimanjaka Crête colline 1 376

R2-Nouvelle Ville Nord-Est Ankadikely Ilafy Crête colline 1 433

R3-Soavina Sud-Ouest Soavina Milieu agglomération

(surélevé) 1 290

R4-Soalandy Sud-Ouest Soalandy Crête colline 1 320 R5-Ankorona Sud Bongatsara Crête colline 1 390 R6-Bongatsara Sud Bongatsara Flanc de colline 1 375

R7-Tsiafahy Sud Tsiafahy Au dessus zone d’emprunt 1 360

Compte tenu du choix des lieux d’implantation des réservoirs de stockage, relativement dominant donc par rapport à l’agglomération, ils seront de type enterrés ou semi-enterrés sauf pour le réservoir de Soavina qui sera surélevé vu la géographie des lieux. Les réservoirs seront construits en béton armé.

Enfin, en raison des valeurs culturelles ou paysagères des zones de crête ou sommets de colline autour d’Antananarivo, la conception définitive de réservoirs de stockage veillera particulièrement à leur intégration dans leurs environnements respectifs.

6.4.5.2 Dimensionnement des réservoirs

Les réservoirs ont un rôle capital dans un système de distribution d'eau potable. Parmi ses principales fonctions, on note :

• la sécurisation de la desserte en eau : si une panne d’électricité ou un accident sur la conduite de refoulement survenait, la fourniture d’eau ne serait pas interrompue.

• l'absorption / satisfaction des demandes de pointe ;

• la régulation du pompage d'eau traitée : les pompes refoulent à une hauteur constante donc à débit constant, et non sujets à des variations ;

• l'optimisation du dimensionnement des conduites primaires de refoulement ainsi que la régularisation de la pression dans le réseau de distribution.

Le dimensionnement des réservoirs peut être mené à partir d'une analyse des volumes requis pour remplir les fonctions précitées. En pratique, le volume requis est évalué comme un certain pourcentage de la demande journalière, qui est choisi en fonction d'une combinaison de facteurs incluant la fiabilité des principales composantes du système d'AEP (ex. pompes), la fréquence des interventions sur ces éléments, la réactivité du futur exploitant en cas de dysfonctionnement (durée d’intervention pour les éventuelles réparations ou maintenance), l'existence de sources énergétiques de secours ou d'unités d'appoint pour la production d'eau potable.




Généralement, dans le cas d’une adduction fonctionnant 10h/24h, la capacité théorique des réservoirs est estimée à 42% de la consommation journalière. Reposant sur la fiabilité du système d’AEP à mettre en place, le volume de stockage requis dans le cadre du projet est estimé à 30% de la demande journalière (environ 8 h de service), ce qui est aussi un ratio communément considéré pour les centres urbains à Madagascar. Enfin, les valeurs obtenues seront arrondies pour arriver à des chiffres comme 200, 350, 800, 1000, etc. Le tableau suivant donne le phasage des capacités de stockage à installer pour les deux phases du projet.

Tableau 35 : Capacité de stockage à installer

Réservoirs Cote radier (m) Capacité à installer (m3) Phase 1 Phase 2

R1-Ambohitrimanjaka 1 376 1 100 1 300 R2-Ilafy 1 433

3 600

R3-Soavina (surélevé) 1 290 800

R4-Soalandy 1 320 550 800 R5-Ankorona 1 390 600 700 R6-Bongatsara 1 375 250 300 R7-Tsiafahy 1 360 350 450

6.4.6 DISTRIBUTION SECONDAIRE

Dans le cadre de cette étude, nous préconiserons la mise en place de réseau ramifié pour la distribution secondaire. Ceci présente l’avantage d’être économique et semble être le plus adéquat pour ce type distribution : villages dispersés avec succession de reliefs.

6.4.6.1 Choix du tracé des conduites de distribution secondaire

Le choix du tracé des conduites secondaires de distribution est dicté en fonction de l’urbanisation future des zones à desservir c'est-à-dire qu’on cherche à se rapprocher autant que possible des zones urbanisables futures mais aussi des villages déjà existants dans les communes. Ainsi, on évitera un allongement excessif des conduites de desserte locale qui pourrait réduire la pression au robinet des abonnés.

Vu la dispersion des villages ainsi que des zones urbanisables dans chaque commune, l’optimum en matière de choix du tracé est de se mettre autant que possible au milieu (des zones urbanisables et des villages existants) tout en s’appuyant sur des voies existantes.

Pour les différentes zones de desserte, des indications sur le tracé des conduites secondaires de distribution sont fournies en Annexe 4.




Ces conduites ont été dimensionnées en considérant des vitesses maximales comprises entre 0.4 à 1,7 m/s, un coefficient de pointe horaire de 3 et sur la base de la projection de la demande au niveau de chaque secteur à partir de la formule :

Avec : - q : débit de calcul en l/s - P : débit d’extrémité en l/s - Q : débit de route en l/s

6.4.6.2 Conduite de calcul

- Calculer les diamètres en considérant des vitesses comprises entre 0.4 et 1.7m/s avec le débit q susmentionné majoré par le coefficient de pointe 3. Choisir ensuite les diamètres nominaux se trouvant dans les catalogues à partir des résultats de calcul.

- A partir des diamètres trouvés, relever dans les tables de COLEBROOK les pertes de charge (par mètre de conduite). Et on déduira, pour une conduite de longueur donnée L, la valeur de la perte de charge linéaire jL.

- Calculer de proche en proche les pressions au sol en prenant comme hauteur piézométrique de départ la cote du radier des réservoirs. Soit : Les cotes au sol des différents nœuds et jonctions ont été obtenues sur base d’étude cartographique.

- Pour des pressions négatives, refaire les calculs en choisissant des diamètres nominaux plus grands.

Remarques

- Les conduites secondaires seront en fonte ductile (DN ≥ 200 mm) et en PEHd (DN ≤110 mm). Pour les diamètres inférieurs à 110 mm, qui seront posés principalement sous chaussées non revêtues, les conduites PEHd ont été préférées aux PVC, à cause d’une meilleure tenue sous sollicitations.

- Il existe des tronçons où la pression dépasse 140m de colonne d’eau (Secteur Nord Est). Les conduites de distribution secondaires pour ces tronçons seront choisies en PN16 (Pression nominale 16Bars).

QPq 55.0+=

Pression au sol=Cote piézométrique aval −−−− Cote au sol




- En raison de la disposition spatiale à la fois dispersée et excentrée des zones à desservir au niveau de chaque commune, les conduites de desserte (conduites tertiaires) seront relativement longues et nécessitent des pressions élevées à partir des distributions secondaires pour permettre aux abonnés d’avoir une pression suffisante au robinet.

Les détails de calcul pour les conduites secondaires seront présentés dans l’Annexe 3.

Le tableau suivant récapitule le dimensionnement et le phasage considéré pour les conduites secondaires de distribution.

Tableau 36 : Conduites de distribution secondaire à installer

Secteur Tronçons Diamètre nominal (mm)

Longueur (m) Phase 1 Phase 2

Nord-Ouest

R1-NO_1 DN500 860 NO_1-NO_2 DN400 11 848 NO_1-NO_3 DN350 5 864 NO_3-NO_4 DN150 5 264 NO_3-NO_5 DN150 7 616

Nord-Est R2-NE_1 DN600 291

NE_1-NE_2 DN400 8 216 NE_1-NE_3 DN400 5 174

Sud-Ouest

R3-SO_1 DN300 89 SO_1-SO_2 DN150 435 SO_1-_SO_3 DN250 646 SO_3-_SO_4 DN150 440 SO_3-SO_5 DN PEHd 90 689

R4-SO_6 DN400 823

SO_6-SO_7 DN200 1 119 SO_6-SO_8 DN300 1 475 SO_8-SO_9 DN150 759 SO_8-SO_10 DN150 969

Sud

R6-S_1 DN250 1 943 S_1-S_2 DN150 777 S_1-S_3 DN200 3 495

R7-S_4 DN250 4 289

6.4.7 DISTRIBUTION TERTIAIRE/CONDUITE DE DESSERTE

Il s’agit du réseau composé de conduites de diamètres inférieurs à 75 mm, sur lequel se connectent généralement les branchements. Toutefois, les branchements peuvent se connecter directement sur les conduites secondaires selon la disposition des zones à desservir.




Compte tenu de la situation du projet qui se développe dans le temps et vu l’étendue des zones à desservir, les investigations menées et envisageables à ce stade du projet se limitent à l’évaluation des linéaires de réseau correspondants. Effectivement, les tracés des conduites tertiaires sont dictés à priori selon l’évolution des habitations au niveau de chaque commune, ainsi, il serait difficile à ce stade du projet de tracer les lignes tertiaires.

L’évaluation des linéaires de réseau a été faite sur la base d’un ratio unique et constant de 12 ml de réseau par branchement (BP : 1 branchement/ménage ; BS : 1 branchement/8 ménages ; BF : 1 branchement/250 personnes). Ce ratio, qui correspond à celui de la ville d’Antananarivo actuellement, traduit une spécificité des centres urbains malgaches : concentration des habitations le long des routes avec un développement limité des immeubles.

Le tableau suivant donne les linéaires estimés pour la distribution tertiaire selon les deux phases du projet.

Tableau 37 : Evaluation des conduites tertiaires à installer

Secteur Linéaire de réseau à installer (km)

Phase 1 Phase 2 Nord-Ouest 52 75 Nord-Est 152

Sud-Ouest 44 71 Sud 27 40

Total 123 338

6.4.8 AUTRES INSTALLATIONS

6.4.8.1 Système de télégestion

Comme pour la station de Mandroseza, un système de télégestion sera installé en vue d’une meilleure connaissance et d’une gestion efficace du système d’AEP. Il comprend entre autre :

- des sondes piézométriques au niveau de tous les réservoirs de stockage ; - des sondes de pression à la sortie de la station de pompage d’eau traitée.

Les informations fournies par le système seront traitées et archivées au niveau d’un poste de supervision générale. De plus, un tableau synoptique placé dans une salle de contrôle sera mise en place au niveau de la station de traitement dès la première phase du projet. Ce dernier synthétisera l’emplacement et le fonctionnement de toutes ses filières de traitement ainsi que ses réservoirs. Le tableau permet ainsi de détecter les anomalies qui pourraient subvenir dans l’usine et rendra à cet effet les interventions plus rapides.




Figure 18 : Exemple de tableau synoptique montrant le fonctionnement d’un système d’AEP

6.4.8.2 Poste de chloration

En raison de l’éloignement des zones de desserte de la branche Sud, où l’eau traitée transitera par 2 réservoirs avant d’arriver aux consommateurs, un poste de chloration sera installé au niveau de la ramification de Bongatsara P_3 afin de garantir la teneur en chlore de l’eau distribuée (le taux de chlore résiduel devrait être compris entre 0.2 et 0.5mg/l en bout de réseau).

Ce poste sera installé dès la première phase du projet, au cours de laquelle les temps de séjour de l’eau dans le réseau seront les plus critiques.

L'unité de chloration sera composée d'une cuve de dilution permettant de diluer les palets d'hypochlorite de calcium avec l'eau de service et d'une pompe doseuse permettant d'injecter la solution directement dans la conduite.




7. ETUDE D’IMPACT ENVIRONNEMENTAL ET SOCIAL

7.1 BALAYAGE ENVIRONNEMENTAL

Le projet a pour objectif global de contribuer à l'amélioration de l'alimentation en eau potable des citoyens de Madagascar en conformité avec les objectifs du MAP et ceux du millénaire. Il a pour objectif spécifique d'alimenter en eau potable les habitants de 16 communes de l'agglomération d'Antananarivo. C'est donc avant tout un projet d'amélioration des conditions de vie en environnement urbain, dont le principal impact est positif, et consiste en la réduction des maladies liées à la consommation d’eau insalubre.

Etant donné, la croissance démographique accélérée dans la capitale et la perpétuelle recherche de condition de vie plus favorable, la présence de ce système de distribution d’eau potable permettrait certainement un déplacement de la population du centre ville vers la périphérie dans les années à venir. Un autre impact positif est donc la diminution de la saturation de la ville avec en l’occurrence un développement économique et social des communes cibles dû à l’urbanisation future.

Les effets potentiellement négatifs du projet devant être considérés pour une meilleure prise en compte des mesures d’atténuation dans les phases ultérieures d'instruction et de conception sont abordés dans les paragraphes suivants.

Le Projet prélève des eaux de surface. Les enjeux environnementaux généralement observés avec les installations de pompage d'eaux souterraines (par exemple risque d'affaissement du sol, problème de fer) ne sont donc pas pertinents. La prise d'eau brute, la station de traitement, les conduites primaires et les réservoirs sont localisés en milieu suburbain, sans empiètement sur des sites jouant un rôle dans l'équilibre des écosystèmes locaux, ou accueillant des espèces végétales ou animales rares. A ce titre, les enjeux environnementaux liés à la protection de la biodiversité, de la végétation ou bien des habitats, n'existent pas dans le cadre du Projet.

En revanche, le projet mobilisera de l’eau de surface et posera un problème d’occupation du sol. Les aspects fonciers, et les éventuels conflits d'usage de la ressource en eau aussi bien en amont qu’en aval de la prise d'eau brute devraient donc être considérés. De même, la localisation des installations dans le lit de la rivière Ikopa (seuil), pourraient interférer avec l'écoulement des eaux.

Le prélèvement d'eau brute à l'aval de l’agglomération d’Antananarivo pose également la question de la vulnérabilité de la ressource en eau brute à une pollution, forcément plus probable qu'en amont, et de la capacité à détecter cette pollution, la traiter et ainsi protéger le consommateur. Enfin, deux autres aspects doivent être étudiés : le devenir des boues de traitement, et l'augmentation des eaux usées au niveau des foyers connectés au nouveau réseau d’eau potable.




Pour mieux apprécier les impacts du projet vis-à-vis du milieu récepteur et pour plus de distinction et de précision des sources d’impacts, on va considérer 3 phases du projet à savoir :

- la phase de localisation et de conception des installations - la phase de construction - la phase de fonctionnement du projet

7.2 IMPACTS LIES A LA PHASE DE LOCALISATION ET DE CONCE PTION DU PROJET

7.2.1 OCCUPATION DU SOL, ASPECT FONCIER ET RISQUE D’EXPRO PRIATION

La construction de la station de traitement nécessite une emprise de l’ordre de 0.5 ha. Les terrains affectés sont situés en zone inondable non habitée. Zone marécageuse une grande partie de l'année, ils ne font pas l'objet d'une mise en valeur continue. Cette situation écarte le risque de déplacement involontaire de personnes (pas de déplacement physique pour les habitations situées dans l'emprise). Une acquisition de terrain en outre sera nécessaire directement par achat auprès de son propriétaire actuel et selon le cadre règlementaire en vigueur.

Par contre, si ces terres acquises sont exploitées, car en effet, en fonction des années et des niveaux d'eau dans la plaine, la zone du projet pourrait être parfois cultivée en rizière ou en culture maraichère en saison sèche, une procédure de compensation des occupants devra être envisagée, en complément de l'acquisition de terrain.

De même pour les réservoirs, une étude foncière est nécessaire pour éviter les risques d’expropriation. Si un tel cas devait se produire, se conformer dans le cas échéant à une compensation du préjudice.

Concernant la pose des conduites de refoulement et de distribution, le tracé proposé montre que celui-ci suit globalement des axes routiers existants. Généralement, les alignements ne sont pas respectés de part et d’autre des routes publics : il est fréquent que des petits commerces de construction illicites soient aux abords immédiats des chaussées. Ils seront affectés par la pose des conduite, dans des proportions que seules des reconnaissances détaillées pourront déterminer. Toutefois, la temporalité et la flexibilité des opérations de pose de conduite devraient permettre de ne pas avoir recours à une procédure d'expropriation.




7.2.2 INTERFERENCE AVEC L’ECOULEMENT DES EAUX

7.2.2.1 Seuil au travers de l’Ikopa

Le captage de l'eau brute en rive droite se fera par la mise en place d'un seuil au travers du lit de la rivière Ikopa. La hauteur du seuil relativement faible (Hs=1.2m) n’influencerait que peu sur le niveau d’eau amont aussi bien en étiage qu’en période de crue. En effet, la courbe de remous est d’autant plus faible que l’ouvrage est de courte hauteur. Fonction de cette hauteur, l’impact du seuil sera minime et limité. De plus, un barrage de fortune (barrage agricole) existe déjà en amont du futur site de captage du projet. Depuis sa mise en place, aucun problème d’inondation ou d’incidence sur l’écoulement des eaux n’a été constaté étant donné sa faible hauteur de l’ordre de 1m. 7.2.2.2 Remblayage de la station de traitement en zone inondable

L'emprise de la station de traitement en rive droite est située en zone inondable. Elle sera remblayée pour protéger les installations. Tout remblai en zone inondable a pour conséquence de réduire la capacité d'épandage des crues en limitant les volumes de stockage disponibles. Les conséquences sont une augmentation du niveau des eaux dans cette zone en période d'inondation, et des zones adjacentes. L'augmentation des niveaux est directement liée à la surface de remblayage. Celle-ci ne dépassant pas 1 ha, l'impact devrait être négligeable au regard des superficies restantes (environ une cinquantaine d’ha). Il est toutefois nécessaire de le confirmer en mettant en œuvre une modélisation des écoulements dans cette plaine rive droite, qui permettra d'estimer les variations de hauteur d'eau (qui devraient se chiffrer en centimètres) en période d'inondation et dues au projet. 7.2.3 VULNERABILITE DE L’EAU BRUTE A UNE POLLUTION ET RIS QUE SUR LA

QUALITE D’EAU DISTRIBUEE

Etant donné que l’une des principales contraintes du Projet est son emplacement à l'aval de l'agglomération, et donc à l'aval des principales sources de pollution, les risques de contamination ne sont pas minimes. Cette situation a été prise en compte dans le niveau de traitement, ainsi que dans l'équipement de la station en matériel de détection de pollution. Le risque examiné dans l'évaluation environnementale est celui que représenterait une non-détection d'une pollution, un faible abattement par la chaine de traitement et un transfert dans le réseau de distribution.

Il est lié à la nature des activités amont, en particulier industrielles. Le travail effectué dans le cadre de l'étude et l'analyse de la qualité des eaux brutes a montré l'existence de plusieurs industries potentiellement polluantes en métaux lourds ou polluants organiques persistants. En temps normal, ces industries qui traitent leurs effluents a des niveaux variables, rejette une




charge polluante qui se dilue dans les eaux de l'Ikopa. Pour que ces rejets représentent un risque pour la chaine de traitement, il faut qu'il soit fortement concentré donc qu'il intervienne en saison de basses eaux ou que les volumes rejetés soient particulièrement élevé.

Trois types de mesures devront être mises en place dans le cadre du Projet.

1. L'inventaire des rejets industriels, municipaux ou même artisanaux, brièvement réalisé dans le cadre de ce mémoire, devra être réalisé de façon détaillée de sorte que les équipements de détection proposés à l'entrée du système couvrent la plupart des contaminants potentiels.

2. Une procédure d'information de crise entre les industriels représentant le plus gros risque de contamination de l'Ikopa et les opérateurs de la future station d'AEP devra être établie. Elle fixera les seuils d'alerte et la chaine de communication à déclencher en cas de déversement accidentels, pour que la station de pompage d’eau brute puisse interrompre au temps voulu ses prélèvements dans l'Ikopa pour laisser dériver la nappe polluante vers l'aval. Cette procédure inclura également une information automatique des abonnés en cas de transfert de la pollution vers le réseau de distribution.

3. Etudier la possibilité d'interconnecter les réseaux SANDANDRANO avec les réseaux existants de la JIRAMA pour une meilleure sécurisation de la ressource.

7.3 IMPACTS LIES A LA PERIODE DE CONSTRUCTION

7.3.1 POSE DE CONDUITE

7.3.1.1 Dégâts sur la propriété privée

La pose de conduite en milieu urbain, et le passage des engins de pose se traduit inéluctablement par des dégâts, non voulus, à des éléments d'habitation (ex : clôture, mur d'enceinte) ou d'infrastructures publiques (ex : lavoirs, revêtement des routes, câble électrique Jirama). Ces dégâts sont classiquement gérés et compensés par l'Entreprise qui réalise les travaux. 7.3.1.2 Obstruction du trafic local

L'ouverture de tranchées en plusieurs endroits exige une planification rigoureuse en milieu urbain, pour ne pas perturber le trafic local ni supprimer des accès à des quartiers. Cet aspect du chantier est particulièrement préoccupant à Antananarivo ou l'étroitesse des axes de circulation rend difficile toute circulation alternée.




7.3.1.3 Interférence avec les réseaux existants

Tout ouvrage linéaire en milieu urbain risque de rencontrer des réseaux enterrés. A Antananarivo, il existe peu de câbles électriques enterrés, le réseau électrique est principalement aérien. En revanche, les conduites d'AEP existantes JIRAMA, les câbles de télécommunication TELMA, voir les fibres optiques pourraient être présentes sur le tracé des conduites et tuyaux du projet. Un inventaire préalable des réseaux AEP, TELMA et autre opérateurs devra être effectué. En cas de superposition ou d'empiètement avec un autre réseau, un protocole d'accord sur la modalité de mise en œuvre des conduites AEP devra être établi.

7.3.2 CARRIERES ET ZONES D’EMPRUNT

Les besoins en remblais pour la station de traitement seront de l’ordre de 15 000m3. De nombreuses zones d'emprunt et carrières existent autour d'Antananarivo. Elles devraient être utilisées par l'entreprise chargée des travaux. Il faudrait certainement vérifier la bonne application des textes régissant l'exploitation des carrières et zones d'emprunt.

7.4 IMPACTS LIES A LA PHASE DE FONCTIONNEMENT DU PROJET

Le développement d’un projet d’exploitation d’une ressource en eau implique souvent des conflits, générés par une concurrence du projet avec les besoins qualitatifs et quantitatifs des usagers de la ressource, en amont et/ou en aval.

Les investigations préliminaires réalisées dans le cadre de la présente étude permettent d'écarter le risque de concurrence entre les prélèvements du Projet au droit de la prise d'eau et des utilisateurs aval. Il n'existe pas de prise d'irrigation sur l'Ikopa à l'aval de la zone de

captage du Projet. Le volume prélevé (∼0.4 m3/s) est, de toute façon, acceptable par rapport au débit du cours d’eau au niveau du point de prélèvement à l'étiage (débit minimal des 5

dernières années : ∼5 m3/s).

Toutefois, en raison de la position aval du captage du Projet, un renforcement du contrôle des prélèvements agricoles amont sera nécessaire pour sécuriser la production d’eau potable. Néanmoins, ces dernières années, on assiste à une diminution des surfaces irrigables du fait des remblayages pour des constructions. Ainsi, les besoins en irrigation pourront être réduits dans le temps.

De plus, selon l’Article 1er du Décret n° 2003-941 Malgache relatif à la surveillance de l’eau et aux priorités d’accès à la ressource en eau, l’approvisionnement en en eau potable demeure l’élément prioritaire dans la répartition des ressources en eau.




7.4.1 GESTION DES BOUES DE TRAITEMENT

Les bonnes pratiques internationales prévoient que les boues issues du traitement des eaux potables soient séchées, considérées comme un déchet, et déposées en centre d'enfouissement technique ou valorisées de façon agricole. Or, à ce jour, il n'existe pas de centre d'enfouissement technique dans le pays, a fortiori à Antananarivo. A Mandroseza, les boues de traitement sont retournées à l'Ikopa à l'aval de la station. Si les études détaillées montrent que la composition des boues de traitement en fait un déchet inerte, alors la question de son rejet direct dans l'Ikopa devra être étudiée. 7.4.2 AUGMENTATION DES EAUX USEES AU NIVEAU DES FOYERS

L’augmentation du taux de desserte en eau des communes du projet entraînera inéluctablement des problèmes d’évacuation des eaux usées desdits communes. Le Projet n'a pas vocation à régler tous les problèmes d'environnement urbain des populations d'Antananarivo, il contribue à son amélioration. Toutefois, les études détaillées devront examiner dans quelles mesures la production d'eaux usées supplémentaires et les mauvaises conditions d'évacuation existantes ne viennent pas aggraver la situation sanitaire des quartiers desservis. Le cas échéant, un programme d'accompagnement social des usages de l'eau et des conditions d'hygiène pourra être proposé et certainement un soutien préalable à la mise en place d’un système d’assainissements urbains dans ces communes.

7.5 EVALUATION DES IMPACTS

L’évaluation des impacts consiste à apprécier et classifier les différents impacts selon leur importance relative à travers une analyse multicritère plus ou moins objectifs. Le choix des critères d’évaluation est relatif mais d’une manière générale, les critères les plus utilisés concernent :

- L’intensité relative ou absolue des impacts - Durée de l’impact - L’étendue des zones affectées - La fréquence d’occurrence des impacts

On attribue ensuite un score ou une note chiffré pour chacune de ces critères et on fait une synthèse additive ou multiplicative des différentes valeurs pour distinguer l’importance de l’impact.




Exemple

Critères NOTE

1 2 3 Intensité Faible Moyenne Forte Durée Temporaire Moyenne Permanente

Etendue Locale Moyenne Nationale Fréquence Rare Moyenne Fréquent

En choisissant une synthèse additive, l’impact serait mineur pour une valeur inférieure ou égale à 5 ; l’impact est majeur pour une valeur supérieure ou égale à 9 et moyen si c’est compris entre 5 et 9.

Le tableau suivant montre la synthèse des impacts environnementaux et sociaux liés au projet selon les différents critères d’évaluation choisis ainsi que les mesures d’atténuation possible.




Identification Nature Intensité Durée Etendue Fréquence Total Importance Mesure d’atténuation

Impact résiduel

Positif

Amélioration du taux de desserte en eau en conformité avec le MAP et des Objectifs du Millénaire pour le Développement

Direct 1 3 3 3

10 Majeur

AEP de 16 communes périphériques d’Antananarivo

Direct 3 3 1 3

10 Majeur

Amélioration des conditions de vie de la population

Indirect 1 3 1 3 8

Moyen

Diminution des maladies d’origine hydrique et amélioration de la santé publique

Indirect 3 3 1 3

10 Majeur

Désenclavement et amélioration de l’accès aux zones isolées

Indirect 2 3 1 3 9

Majeur

Diminution de la saturation de la ville d’Antananarivo

Indirect 1 2 1 2 6

Moyen

Développement économique et social des communes cibles (emploi et achat de biens et services lors de la construction et de l’exploitation)

Indirect 3 2 1 2

8

Moyen

Négatif

Phase de localisation et conception

- Acquisition de terrains et expropriation

Direct 1 3 1 2

7 Moyen

-Achat et procédure de compensation

Mineur

- Interférence avec l’écoulement des eaux

• Seuil sur l’Ikopa

• Remblayage station de

traitement

Direct Direct

1 1

1 1

1 1

1 1

4 4

Mineur

Mineur

-Estimation des variations de la hauteur d’eau en période d’inondation

- Risque de pollution de l’eau brute et

risque sur la qualité de l’eau

Direct 3 2 2 2

9

Majeur

-Inventaire des rejets -Procédure d’information rapide entre industriels et

Mineur




distribuée exploitant système -Mise en place du périmètre de protection/détecteur de pollution -Possibilité d’interconnexion avec le réseau Jirama

Négatif

Phase de construction - Pose de conduite

• Dégât sur la propriété privé

• Obstruction du trafic local

• Interférence avec les réseaux existants

Direct Direct Direct

1 1 1

1 1 3

1 1 1

2 2 3

5 5 8

Mineur

Mineur

Moyen

-Compensation ou restauration des sites d’intervention par l’entreprise titulaire -Planification des trafics/utilisation de signalisation routière adéquate -Inventaire préalable des réseaux existants et mise en place d’un protocole d’accord

-Mineur

- Besoins de remblai Direct 2 1 1 1

5

Mineur

-Application des textes régissant l’exploitation des zones d’emprunt

Phase de fonctionnement

- Conflit d’usage de l’eau brute Direct 1 2 1 1

5

Mineur

-Renforcement du contrôle des prélèvements agricoles amont

- Génération de boues

Indirect 2

3

1

3

9

Majeur

-Recherche de centre d’enfouissement des boues -Etude de la question

Mineur




de rejet direct dans l’Ikopa en aval

- Augmentation des eaux usées,

ordures ménagères, excrétas au niveau des foyers

Indirect 3 3 1 3

10 Majeur

-Mise en place d’un programme d'accompagnement social des usages de l'eau et des conditions d'hygiène -Soutien préalable à la mise en place d’un système d’assainissements urbains

Moyen

Tableau 38 : Evaluation des impacts environnementaux et sociaux




8. EVALUATION DES COUTS D’INVESTISSEMENT ET D’EXPLOITATION

L’évaluation des coûts d’investissement et d’exploitation a été faite pour la période 2010-2030 en Euro, valeur de Mai 2009 (1Euro=2 700Ariary).

8.1 BASE D’EVALUATION DES COUTS D’INVESTISSEMENT

Les prix unitaires considérés ont été établis en se référant aux coûts appliqués dans le cadre des travaux d’AEP réalisés en milieu urbain à Madagascar, au cours des 5 dernières années, et aux prix actualisés adoptés dans les études d’AEP récentes.

Pour les canalisations en fonte ductile de diamètre supérieur à 100 mm, dont l’utilisation n’est pas courante à Madagascar dans les projets non JIRAMA, les prix ont été établis sur la base de fourniture départ usine, avec une majoration tenant compte du transport, des taxes d’importation et des différents essais nécessaires.

8.1.1 INSTALLATION DE POMPAGE

Au stade de l’étude, l’évaluation du coût des stations de pompage est basée sur la puissance installée. Le coût unitaire adopté est de 2 000 Euro/kW installée. Ce ratio inclut les dispositifs d’alimentation électrique des installations.

Le phasage des investissements nécessite une évaluation des parts respectives des travaux de génie civil et des équipements électromécaniques. Pour le pompage d’eau brute, nous avons considère que la totalité des travaux de génie civil nécessaires à l’horizon 2030 sont à réaliser en première phase, avec l’installation de 50% des équipements électromécaniques. Les travaux en deuxième consisteront alors essentiellement par l’installation de 50% des équipements électromécaniques nécessaires en 2030.

8.1.2 STATION DE TRAITEMENT

Les hypothèses prises pour calculer ces différents coûts sont les suivants :

• Coûts d’investissement de la station : l’évaluation du coût d’investissement est faite à partir d’études similaires déjà réalisés sur des filières équivalentes à savoir celle de la station de traitement d’eau de Mandroseza. Le coût d’investissement est réparti à 53 % pour la partie génie civil et à 47% pour la partie équipement. Ce coût prend aussi en




compte l’installation de détecteurs en amont de la nouvelle prise d’eau sur l’Ikopa pour détecter les pollutions accidentelles.

• Coûts de remblai : 12 Euro/m3.

• Coûts d’acquisition de terrain : 5 Euro/m2.

8.1.3 RESERVOIRS

Les réservoirs figurent parmi les ouvrages dont le coût unitaire présente un effet d’échelle notable. En se référant à l’évolution de ce coût en fonction de la capacité de stockage, deux niveaux de prix unitaires ont été adoptés :

• 380 Euro/m3 – réservoir au sol, capacité < 1000 m3 ;

• 300 Euro/m3 – réservoir au sol, capacité ≥ 1000 m3 ;

• 710 Euro/m3 – réservoir surélevé, hauteur ≤ 30 m et capacité < 1000 m3.

On note que ces prix incluent les équipements hydromécaniques (vannes, robinet flotteur, etc.) et les frais d’acquisition de terrain.

8.1.4 CANALISATIONS

Les prix de référence pour la fourniture de conduites sont indiqués sur le Tableau suivant. Ces prix ont été établis à partir de l’analyse des prix unitaires des travaux et études récents, et des informations recueillis auprès de fournisseurs locaux (ex. SOVAL, PLASCOM). A noter que tous les produits sont à importer, à l’exception du PEHd D90.

Tableau 39 : Prix de référence pour la fourniture des canalisations

Matériau Fonte PEHd DN (mm) 600 500 450 400 350 300 250 200 150 110 90 Prix unitaire (Euro/ml) 225 173 150 127 103 79 62 57 53 16 11

Le tableau suivant indique les prix unitaires pour la pose des conduites.

Tableau 40 : Coûts unitaires de pose des canalisations

Type Prix unitaire (Euro/ml) PEHd 6 Fonte sans revêtement bitumineux-DN< 400mm 32 Fonte sans revêtement bitumineux-DN> 400mm 50 Fonte avec revêtement bitumineux 127

Pour les conduites en fonte ductile, une différentiation est faite en fonction du type de chaussée (bitumée ou non) et du diamètre de la conduite. Un coût unitaire unique de pose est




considéré dans le cas des conduites PEHd, qui seront installées principalement sous chaussées non revêtues.

8.1.5 EQUIPEMENTS COLLECTIFS

Les coûts unitaires considérés pour les bornes fontaines, lavoirs et blocs sanitaires sont présentés sur le Tableau 42. A noter que les branchements (BP et BS) sont à la charge des riverains.

Les prix de référence pour ces équipements collectifs correspondent aux modèles SANDANDRANO.

Tableau 41 : Coûts unitaires des équipements collectifs

Type Prix unitaire (Euro) Borne fontaine 900

Lavoir 2 750 Monobloc 7 560

8.1.6 DIVERS

L’évaluation des coûts d’investissement prend en compte des majorations de :

• 8% pour intégrer les coûts d’ingénierie (études détaillées, études d’exécution, contrôle des travaux) ;

• 15% pour imprévus et divers.

8.2 BASE D’EVALUATION DES COUTS D’EXPLOITATION

8.2.1 OUVRAGES ET INSTALLATIONS HORS TRAITEMENT

Les données et hypothèses de base d’évaluation des coûts d’exploitation pour les principaux postes du projet, hors traitement se trouvent dans le tableau 43.

Les coûts d’exploitation regroupent entre autre les coûts de maintenance et les coûts de fonctionnement (ou bien charges fixes et charges d’exploitation).




Tableau 42 : Données de base sur les coûts d’exploitation

Composantes

Exploitation Maintenance Fonctionnement

% Investissement Unité Prix unitaire

Euro Conduites 0.5% Station de pompage 3% kwh 0.05 Réservoir 0.5% Unité de chloration 3% Télégestion 3% Groupe électrogène 3%

8.2.2 STATION DE TRAITEMENT

Les coûts d’exploitation pour la station de traitement sont repartis en quatre catégories, à savoir :

• Les réactifs ;

• L’énergie ;

• Le personnel ;

• La maintenance.

8.2.2.1 Les réactifs

Pour déterminer les coûts des réactifs, nous avons utilisé les coûts obtenus auprès de la Jirama pour l’exploitation de la station de traitement d’eau potable de Mandroseza. Les consommations annuelles de chaque réactif étant définies dans les paragraphes précédents.

8.2.2.2 L’énergie

La station n’est pas un gros consommateur d’énergie, seuls les équipements liés aux lavages des filtres c'est-à-dire les pompes d’eau de lavages et les suppresseurs d’air sont des consommateurs d’énergie importants. Les autres équipements : pont racleur, agitateur, etc. consomment peu d’énergie. Le coût de l’énergie utilisé est de 0.05 Euro /kWh.

8.2.2.3 Le personnel

Du personnel dédié exclusivement à la station de traitement est indispensable. La station de traitement étant dimensionné pour fonctionner 24h sur 24, une équipe de maintenance devra




toujours être sur les lieux. Le ratio considéré pour le nombre de personnel est estimé à 1 agent pour 160m². Le coût du personnel considéré est de 1 500 Euro/an/agent.

8.2.2.4 La maintenance

Pour l’évaluation des coûts de maintenance, nous avons différencié les coûts de maintenance liés au génie civil et ceux liés aux équipements. La maintenance des équipements regroupe les pièces de rechange, les interventions de personnels extérieurs sur des équipements, etc.

Le coût de maintenance a été calculé à partir des ratios suivants :

• 0.5% par an sur les investissements en génie civil ;

• 3% par an sur les investissements en équipements.




8.3 EVALUATION DES COUTS D’INVESTISSEMENT ET D’EXPLOITA TION

Le tableau ci-dessous montre le récapitulatif de l’évaluation des coûts d’investissement et d’exploitation. On note que les évaluations faites ne considèrent pas les investissements nécessaires à l’exploitation du système : véhicules, matériels de communication et informatiques, immobilisations, etc.

Les tableaux d’évaluation détaillée des coûts d’investissement sont présentés en annexe.

Tableau 43 : Récapitulatif de l’évaluation détaillée des coûts d’investissement

Investissement Exploitation

Phase 1 : 2010 - 2020

Quantité Unité Euro Euro/an

Station de traitement 14 000 m3/j 3 676 156 138 548

Seuil 1 Unité 350 000 -

Prise d'eau brute 1 Unité 75 000 -

Conduite refoulement eau brute 0,5 km 70 000 -

Conduite refoulement eau traitée 38,34 km 5 427 045 27 135

Conduite secondaire de distribution 50,00 km 7 011 786 35 059

Desserte locale 123,6 km 865 081

Réservoirs 3 650 m3 1 563 000 7 815

Pompage Eau Brute, Eau traitée 484 kw 968 000 415 477

Groupe électrogène, Télégestion, Rechloration

370 000 11 100

Equipements collectifs 254 Unité 497 220 -

Personnel exploitant réseaux 85 Agent - 127 500

Sous total 20 873 288 762 635

Phase 2 : 2020 - 2030

Station de traitement 31 500 m3/j 3 757 588 140 321

Seuil - Unité - -

Prise d'eau brute - Unité - -

Conduite refoulement eau brute 0,5 km 70 000 -

Conduite refoulement eau traitée 14,65 km 2 875 651 14 378

Conduite secondaire de distribution 13,17 km 2 607 725 13 039

Desserte locale 337,42 km 2 361 958 -

Réservoirs 7 150 m3 2 325 000 11 625

Pompage Eau Brute, Eau traitée 608 kw 1 216 000 907 512

Groupe électrogène, Télégestion, Rechloration

200 000 6 000

Equipements collectifs 191 Unité 496 760 -

Personnel exploitant réseaux 182 Agent - 273 000

Sous total 15 910 682 1 092 876

Coûts d'ingénierie 8% 2 942 718

Divers et imprévus 15%

5 517 596

TOTAL

45 244 283 1 855 510




8.4 EVALUATION DU PRIX DE REVIENT DU M3 D’EAU

Le montant total d’investissement pour les deux phases du projet est évalué à 45 244 283 Euro incluant les équipements collectifs. Les coûts d’exploitation sont estimés à 1 855 510 Euro incluant les personnels exploitant des réseaux (ratio évalué à 2 agents pour 5km de conduite). Notons que les coûts d’exploitation englobent la maintenance et le coût de fonctionnement du système c'est-à-dire les charges fixes et les charges d’exploitation qui affectent le prix de revient pendant toute la durée de l’exploitation.

Le tableau suivant indique les coûts unitaires d’exploitation rapportés au m3 et les coûts d’investissement rapportés à la production journalière.

Tableau 44 : Coûts unitaires d’exploitation et d’investissement

Phase Débit

en m3/j

Investissement en Euro

Exploitation en Euro/an

Investissement en Euro/m3/j

Exploitation en Euro/m3

Phase1 : 2010-2020 14 000 20 873 288 762 635 Phase2 : 2020-2030 17 500 15 910 682 1 093 296

Coûts d’ingénierie, divers et imprévus

8 460 314

Total 31 500 45 244 283 1 855 510 1453 0.16

Total en Ariary 122 159 564 100 5 009 877 000 3 923 100 432

Le coût unitaire d’exploitation est de 0.16 Euro/m3 ou 432 Ariary/m3 d’eau produit. Etant donné, le type de financement du projet qui est basé spécialement sur la mobilisation de fonds pour soutenir les initiatives privées de ce genre et contrairement à des emprunts bancaires, les charges d’amortissement peuvent être remboursées sur 20 ans suivant notamment l’horizon du projet (2010-2030).

Ainsi, le coût d’investissement peut se ramener au volume d’eau produit annuellement et par rapport au nombre d’années d’amortissement. On peut écrire alors :

entamortissemAnnéesDelVolumeAnnu

mentInvestisseentAmortissem

'×=

Ce qui nous donne un amortissement de 0.20 Euro/m3 ou 540 Ariary/m3 d’eau produit. Ces charges d’amortissement n’interviendront que pendant les 20 premières années. Ainsi, à partir de la 21ème année, les charges diminuent par suite de l’amortissement.

Finalement, le prix de revient du m3 d’eau produit est estimé à 0.36 Euro ou 972 Ariary (prix qui englobe les coûts d’exploitation et les charges d’amortissement). A titre indicatif, le prix unitaire de la JIRAMA est de 400Ariary pour la première tranche et 970Ariary pour la deuxième tranche. Remarquons qu’en plus de ce coût unitaire, le client doit payer une




redevance de 3 625Ariary (entretien et frais de compteur), le tout majoré de 12% pour les taxes d’assainissement.

Ainsi, pour une consommation mensuelle de 4 m3 par exemple, le client devrait payer à la JIRAMA la somme de : (4*400Ar + 3 625)*1.12, soit 5 852Ar : c’est le prix effectif affecté à l’eau, alors que ceci n’est que de 3 888Ar pour le projet.




CONCLUSION

Dans le cadre de ce mémoire, le captage, le traitement, l’adduction et la distribution d’eau forment un tout dont les parties constitutives sont liées entre elles et peuvent avoir, sur le projet, des répercussions techniques selon leurs importances respectives.

Compte tenu des diverses recherches effectuées, plusieurs solutions sont possibles pour un même problème selon notamment les tracés adoptés (profil en long), les impératifs techniques qui en résultent (type d’adduction, type de réservoir, diamètre de conduite, etc.), les conditions économiques, et les possibilités financières. Ainsi, il y a lieu d’envisager toutes les solutions possibles afin de dégager celle qui est la plus probante.

Ensuite, lorsqu’on étudie l’alimentation en eau de plusieurs communes, outre des considérations d’ordre économique, il faut prévoir généralement les installations en fonction d’un accroissement probable de la consommation et d’une extension future du réseau.

Deux points ont été étudiés spécialement pour le cas : le stockage et la distribution. En effet, une extension suppose des pertes de charge supplémentaires dans le réseau de distribution. Or, le réservoir une fois construit, il n’est plus possible de modifier sa cote d’altitude. Il y aura donc lieu de tenir le réservoir à une cote supérieure de plusieurs mètres à celle nécessaire pour le cas présent des besoins à satisfaire. Du point de vue capacité, si le réservoir est enterré ou semi-enterré, une extension par compartimentage peut être effectuée.

Pour la distribution, en vue de pouvoir transporter un débit plus important, les vitesses d’écoulement calculées pour le débit de pointe considéré, sont voisines de 1m/s environ. Dans le cas échéant, on peut envisager le grossissement de certaines conduites par la pose en parallèle d’une nouvelle conduite ou le remplacement par une conduite de plus gros diamètre.

Par ailleurs, ce Projet permettrait l’alimenter en eau potable une population estimée à 370 000 habitants à l’horizon 2030, répartie sur 16 communes périphériques d’Antananarivo. Ce projet permettrait ainsi d’augmenter d’environ 3% le taux de desserte en eau au niveau national (horizon 2030) et contribue à une action directe dans l’amélioration de l’accès à l’eau potable en conformité avec l’OMD et le MAP.

L’avantage que présente cette initiative privée est la rapidité d’exécution dont elle peut faire preuve (desserte dès 2012) pour venir soutenir les actions propres à la JIRAMA et accélérer l’accès à l’eau potable des populations. Ce projet se veut, en effet, complémentaire de celui de la JIRAMA.

Une des principales contraintes du Projet est son emplacement situé à l'aval de l'agglomération, et donc à l'aval des principales sources de pollution. Cette situation a été prise en compte dans le niveau de traitement, ainsi que dans l'équipement de la station en matériel de détection de pollution.




Néanmoins, la répartition des ressources par secteurs de distribution pourra être envisagée en fonction des besoins exprimés et des nouvelles ressources exploitées. Par exemple, dans le cas où les potentialités de la nappe alluviale de l’Ikopa sont confirmées (projet en cours BEI / JIRAMA), une complémentarité des ressources pour une répartition plus stratégique de celui-ci en fonction d’une logique géographique et des capacités des réseaux en place pourrait être envisagée. Il semble, de toute façon, évident qu’à terme des interconnexions devraient exister entre les deux réseaux JIRAMA et SANDANDRANO, d’autant plus qu’elles permettront une sécurisation de l’alimentation en eau potable des secteurs raccordés.

Il n’est pas inutile de noter que l’élaboration de ce mémoire a pour retombée positive, l’acquisition de connaissances profondes sur la conception d’un projet d’AEP mais en même temps, une prise de conscience de l’importance de la maîtrise de l’eau comme facteur de développement de Madagascar.




BIBLIOGRAPHIE

Références ouvrages

- A.DUPONT, 1969, Hydraulique Urbaine - Tome 2, Ouvrages de transport-Elévation

et distribution des eaux

- ALDEGHERI, 1995, Fleuves et Rivières de Madagascar, ORSTOM

- J.BONNIN, 1977, Hydraulique Urbaine appliquée aux agglomérations de petites et

moyennes importances.

Références documentaires et rapports

- APIPA, Système d’annonce de crue aux stations hydrométriques

d’Ambohimanambola et d’Anosizato situées sur l’Ikopa.

- JIRAMA, 2003, Schéma Directeur d’Alimentation en Eau Potable d’Antananarivo (SDAEPA).

- JIRAMA, Exploitation de la station de production d’eau potable de Mandroseza.

- Ministère de l’Energie, 1999, Code de l’Eau

- OPCI/FIFTAMA, 1999, Décret n° 99 – 952 du 15 décembre 1999 portant réglementation de la création, de l’organisation et du fonctionnement d’un Organisme Public de Coopération Intercommunale

- SAMVA, Assainissement de la ville d’Antananarivo.

- SANDANDRANO, 2007, Nouvelles approches pour le financement de Services d’Eau Potable et l’extension du Partenariat Public Privé (PPP) en milieu rural.

Références cours

- Cours d’Hydraulique Urbaine 4ème année / AEP 5ème année : Monsieur RANDRIANASOLO David.




- Cours Technologies de l’Hydraulique 5ème année : Monsieur RAFALIMANANA Mampitony.

- Cours Barrages de dérivation 4ème année / Station et Traitement d’Eau Potable 5ème année : Monsieur RAMANANTSOA Benjamin.

- Cours Pollution et Traitement des Eaux 5ème année : Madame RAVELOMANANA Paulette.

- Cours d’Hydraulique Agricole 4ème année / Aménagement Hydroagricole 5ème année : Monsieur RASOLOFONIAINA Jean Donné.

- Cours d’Hydrologie générale 3ème année / Etude d’Impact Environnemental 5ème année : Monsieur RANDRIAMAHERISOA Alain.

- Cours d’Aménagement Hydroélectrique 5ème année : Monsieur RAKOTO David.




ANNEXE 1 : POPULATION FUTURE A DESSERVIR

Données de population OPCI/FIFTAMA Taux d’accroissement naturel ηηηη et population future à desservir

Commune 2000 2003 2004 2006 2007 ηηηη 2009 Pop 2009 Pop actuelle à desservir ηηηη 2007-2010 Pop 2010 ηηηη 2010-

2020 Pop 2020 ηηηη 2020-

2030 Pop 2030

Secteur N-O Ambohitrimanjaka

27 131

0,0530 35 124 28 099 0,0530 29 589 0,05 48 197 0,04 71 343

Ampangabe

9 289

0,0269 10 059 8 047 0,0269 8 264 0,03 11 106 0,024 14 078

Iarinarivo

7 338

0,0246 7 893 5 525 0,0246 5 661 0,03 7 608 0,024 9 644

Mahereza

2 834

0,0189 2 998 2 098 0,0189 2 138 0,025 2 737 0,02 3 336

Fiadanana 5 005

5 970 0,0255 6 278 4 395 0,0255 4 507 0,03 6 057 0,024 7 678

Sous total N-O 62 352 48 165 50 158 75 704 106 080

Secteur N-E Nouvelle ville Avaradrano

0,043

0,043

Sous total N-E

79 095

120 501

Secteur S-O

Soavina

12 063

0,1246 21 699 10 850 0,1246 12 202 0,06 19 500 0,048 31 163

Ampanefy

10 133

0,0686 15 088 12 070 0,0686 12 898 0,06 20 613 0,048 32 943

Ankadivoribe Soalandy

7 745

0,0564 10 190 8 152 0,0564 8 612 0,06 13 762 0,048 21 994

Sous total S-O 46 977 31 072 33 711 53 875 86 100

Secteur S-O Ambatofotsy Tsiafahy

14 972

0,0500 20 064 14 045 0,0500 14 747 0,05 24 021 0,04 35 557

Bongatsara

12 376

0,0500 16 585 8 293 0,0500 8 707 0,05 14 183 0,04 20 994

Sous total S 36 649 22 337 23 454 38 204 56 552

Total général

145 978 101 574

107 324

246 879

369 232

- ηηηη : Taux d’accroissement naturel de la population - Pop : population




ANNEXE 2 : DONNEES DE CALCUL POUR LE DIMENSIONNEMEN T DU BARRAGE SEUIL

DONNEES DE DEBITS DE CRUE DE L’IKOPA A AMBOHIMANAMB OLA POUR L’AJUSTEMENT STATISTIQUE

Année Qmax observés m3/s Année Qmax observés

m3/s 1956-1957 89 1969-1970 137 1957-1958 190 1970-1971 193 1958-1959 1971-1972 228 1959-1960 86 1972-1973 212 1960-1961 114 1973-1974 70 1961-1962 70 1974-1975 342 1962-1963 157 1975-1976 100 1963-1964 122 1976-1977 350 1964-1965 125 1977-1978 1965-1966 89 1978-1979 71 1966-1967 104 1979-1980 124 1967-1968 109 1980-1981 1968-1969 124 1981-1982 291

Moyenne des

débits 152

Ecart type 82,9

VALEURS DE L1 ET L2 EN FONCTION DE LA HAUTEUR DU SE UIL ET DE LA HAUTEUR D’EAU AU DESSUS DU SEUIL

Hauteur seuil h h3/2 (h+Hs)3/2 L1 L2

1,2 1,8 2,41 5,20 75 5

1,3 1,7 2,22 5,20 70 10

1,4 1,6 2,02 5,20 66 14

1,5 1,5 1,84 5,20 62 18

1,6 1,4 1,66 5,20 59 21




ANNEXE 3 : TABLEAUX DE CALCUL POUR LE DIMENSIONNEME NT DES RESEAUX PRIMAIRES D’ADDUCTION ET DES RESEAUX SECONDAIRES DE DISTRIBUT ION

DIMENSIONNEMENT DU RESEAU PRIMAIRE DE REFOULEMENT A PARTIR DE LA FORMULE DE M.VIBERT

DEBIT DIAMETRE en m Cote en m TRONCONS Longueur

en m l/s m3/s M.Vibert Normalisé j J Vitesse m/s Arrivée Départ HMT

en m

Production_R1 4 489 91,93 0,09193 0,344 0,300 0,0051 22,894 1,300 1 376 1 255 144

Production_R2 14 653 139,00 0,13900 0,416 0,400 0,0026 38,098 1,100 1 433 1 255 216

P_1-R3 2 156 29,25 0,02925 0,203 0,200 0,0046 9,918 0,950 1 290 1 248

P_2-R4 3 116 51,55 0,05155 0,263 0,250 0,0043 13,399 1,050 1 320 1 250

Production_R5 20 042 129,28 0,12928 0,402 0,400 0,0024 48,101 1,050 1 390 1 255 183

Remplissage gravitaire à partir du réservoir R5 HPAM

m HPAV

m Cote sol

m Pression au sol

en m R5-P_3 4 331 48,48 0,04848 0,297 300 0,0016 6,930 0,700 1 390 1 383 1365 18 P_3-R6 1 600 18,70 0,01870 0,199 200 0,0019 3,040 0,600 1 383 1 380 1375 5 P_3-R7 2 608 29,78 0,02978 0,251 250 0,0015 3,912 0,600 1 383 1 379 1360 19




DIMENSIONNEMENT DU RESEAU PRIMAIRE DE REFOULEMENT A PARTIR DES CRITERES DE VITESSE MAXIMALE

DEBIT Diamètre en m Cote en m TRONCONS Longueur

en m l/s m3/s Vitesse m/s Calculé Normalisé j J en m Arrivée Départ HMT en

m

Production_R1 4 489 91,93 0,09193 1,800 0,255 300 0,0051 22,894 1 376 1 255 144

Production_R2 14 653 139,00 0,13900 1,300 0,369 400 0,0026 38,098 1 433 1 255 216

P_1-R3 2 156 29,25 0,02925 1,500 0,158 200 0,0046 9,918 1 290 1 248

P_2-R4 3 116 51,55 0,05155 1,300 0,225 250 0,0043 13,399 1 320 1 250

Production_R5 20 042 129,28 0,12928 1,500 0,331 350 0,0046 92,193 1 390 1 255 227

Remplissage gravitaire à partir du réservoir R5 HPAM

m HPAV

m Cote sol

m Pression au sol

en m R5-P_3 4 331 48,48 0,04848 0,700 0,297 300 0,0016 6,930 1 390 1 383 1365 18 P_3-R6 1 600 18,70 0,01870 0,600 0,199 200 0,0019 3,040 1 383 1 380 1375 5 P_3-R7 2 608 29,78 0,02978 0,600 0,251 250 0,0015 3,912 1 383 1 379 1360 19




DIMENSIONNEMENT DU RESEAU SECONDAIRE DE DISTRIBUTIO N

Consommation en l/s Débit en l/s

TRONCONS Population Moyenne Pointe En route Q Aval P TRONCON P+0,55Q

Secteur N-O

NO_3-NO_5 11 783 8,47 25,42 25,42 0 25,42 13,98 NO_3-NO_4 10 494 7,55 22,64 22,64 0 22,64 12,45 NO_1-NO_3 24 219 22,11 66,34 66,34 48,06 114,39 84,54 NO_1-NO_2 59 584 53,80 161,41 161,41 0 161,41 88,77

R1-NO_1 0 0,00 0,00 0 275,80 275,80 275,80

Secteur N-E NE_1-NE_3 60 251 69,59 208,77 208,77 0 208,77 114,82 NE_1-NE_2 60 251 69,59 208,77 208,77 0 208,77 114,82

R2-NE_1 0 0,00 0,00 0 417,53 417,53 417,53

Secteur S-O

SO_3-SO_5 3 116 2,92 8,77 8,77 0 8,77 4,83 SO_3-SO_4 9 349 8,77 26,32 26,32 0 26,32 14,48 SO_1-_SO_3 9 349 8,77 26,32 26,32 35,10 61,42 49,57 SO_1-_SO_2 9 349 8,77 26,32 26,32 0 26,32 14,48

R3-SO_1 0 0,00 0,00 0 87,74 87,74 87,74

SO_8-SO_10 9 883 9,27 27,82 27,82 0 27,82 15,30 SO_8-SO_9 13 177 12,37 37,10 37,10 0 37,10 20,40 SO_6-SO_8 9 883 9,27 27,82 27,82 64,92 92,74 80,22 SO_6-SO_7 19 795 18,57 55,72 55,72 0 55,72 30,65 R4-SO_6 2 199 2,06 6,19 6,19 154,65 154,65 158,06

Secteur S

S_1-S_3 12 596 11,67 35,01 35,01 0 35,01 19,26 S_1-S_2 8 398 7,03 21,10 21,10 0 21,10 11,60 R6-S_1 0 0,00 0,00 0 56,11 56,11 56,11

R7-S_4 35 557 29,78 89,34 89,34 0 89,34 49,14




TRONCONS LONGUEUR (m) DIAMETRE (m) DEBIT

(l/s) j J (m) V (m/s) HPAM (m)

HPAV (m)

COTE SOL (m)

PRESSION SOL (m)

Calculé Normalisé

SECTEUR N-O

R1-NO_1 860 0,541 0,500 275,80 0,0032 2,75 1,20 1 376,0 1 373,2 1 274 99,2

NO_1-NO_2 11 848 0,417 0,400 88,77 0,0011 13,03 0,65 1 373,2 1 360,2 1 251 109,2

NO_1-NO_3 5 864 0,356 0,350 84,54 0,0021 12,31 0,85 1 373,2 1 360,9 1 272 88,9

NO_3-NO_4 5 264 0,141 0,150 12,45 0,0048 25,27 0,80 1 360,9 1 335,7 1 263 72,7

NO_3-NO_5 7 616 0,159 0,150 13,98 0,0042 31,99 0,70 1 360,9 1 328,9 1 251 77,9

SECTEUR N-E

R2-NE_1 291 0,595 0,600 417,53 0,0028 0,81 1,50 1 433,0 1 432,2 1 400 32,2

NE_1-NE_2 8 216 0,382 0,400 114,82 0,0018 14,79 1,00 1 432,2 1 417,4 1 303 114,4

NE_1-NE_3 5 174 0,392 0,400 114,82 0,0018 9,31 0,95 1 432,2 1 422,9 1 280 142,9

SECTEUR S-O

R3-SO_1 689 0,299 0,300 87,74 0,0048 3,31 1,25 1 290,0 1 286,7 1 246 40,7

SO_1-_SO_2 440 0,129 0,150 14,48 0,0048 2,09 1,10 1 286,7 1 284,6 1 245 39,6

SO_1-_SO_3 646 0,258 0,250 49,57 0,0039 2,52 0,95 1 286,7 1 284,2 1 247 37,2

SO_3-SO_4 435 0,143 0,150 14,48 0,0048 2,11 0,90 1 284,2 1 282,1 1 248 34,1

SO_3-SO_5 689 0,083 0,090 4,83 0,0146 10,06 0,90 1 284,2 1 274,1 1 249 25,1

R4-SO_6 823 0,373 0,400 158,06 0,0033 2,72 1,45 1 320,0 1 317,3 1 277 40,3

SO_6-SO_7 1 119 0,198 0,200 30,65 0,0046 5,15 1,00 1 317,3 1 312,1 1 272 40,1

SO_6-SO_8 1 475 0,320 0,300 80,22 0,0041 6,05 1,00 1 317,3 1 311,2 1 247 64,2

SO_8-SO_9 759 0,170 0,150 20,40 0,0094 7,13 0,90 1 311,2 1 304,1 1 252 52,1

SO_8-SO_10 969 0,151 0,150 15,30 0,0060 5,81 0,85 1 311,2 1 305,4 1 256 49,4

SECTEUR S

R6-S_1 1 943 0,255 0,250 56,11 0,0051 9,91 1,10 1 375,0 1 365,1 1 360 5,1

S_1-S_2 777 0,145 0,150 11,60 0,0032 2,49 0,70 1 365,1 1 362,6 1 345 17,6

S_1-S_3 3 495 0,187 0,200 19,26 0,0019 6,64 0,70 1 365,1 1 358,5 1 259 99,5

R7-S_4 4 289 0,250 0,250 49,14 0,0039 16,73 1,00 1 360,0 1 343,3 1 330 13,3




ANNEXE 4 : PLANS DES RESEAUX / PROFILS EN LONG

TRACE DU RESEAU PRIMAIRE DE REFOULEMENT

Ambohitrimanjaka

Iarinarivo

Ampangabe

Mahereza

Fiadanana

Manandriana

Ambohimangakely

Fieferana Ankadikely Ilafy

Ambohijanaka

Tsiafahy

Ampanefy




Ampangabe

Mahereza

Iarinarivo

Fiadanana

Ambohitrimanjaka




Ankadikely Ilafy

Ambohimangakely

Manandriana




Soavina




Ampanefy

Soalandy




Ambohijanaka

Bongatsara




Tsiafahy




ANNEXE 5 : EVALUATION DES COUTS D’INVESTISSEMENT ET D’EXPLOITATION DU PROJET

Unité Quantité

Total Montant HT en Euros

Total

2010-2020 2020-2030 PU en Euros 2010-2020 2020-2030

1- Production

1-1- Construction seuil Ft 1

1 350 000 350 000

350 000

1-2- Prise d'eau Ft 1

1 75 000 75 000

75 000

1-3- Station de pompage d'eau brute kW 34 42 76 2 000 68 000 84 000 152 000

1-4- Canalisation eau brute ml 500 500 1 000 140 70 000 70 000 140 000

1-5- Station de traitement m3/j 14 000 17 500 31 500

2 775 156 3 466 088 6 241 244

1-6- Acquisition terrain m² 17 000 5 500 22 500 5 85 000 27 500 112 500

1-7- Remblai m² 68 000 22 000 90 000 12 816 000 264 000 1 080 000

1-8- Station de pompage eau traitée kW 450 566 1 016 2 000 900 000 1 132 000 2 032 000

1-9- Groupe électrogène Ft 1 1 2 200 000 200 000 200 000 400 000

1- Total production

5 339 156 5 243 588 10 582 744

2- Réseau

2-1- Secteur Nord-Ouest

2-1-1- Conduites primaires de refoulement / adduction

Fourniture

DN600 Fonte ml

225

DN500 Fonte ml

173

DN450 Fonte ml

150

DN400 Fonte ml

127

DN350 Fonte ml

103

DN300 Fonte ml 4 489

4 489 79 354 631

354 631

DN250 Fonte ml

62

DN200 Fonte ml

57

DN150 Fonte ml

53

Pose PEHD sans revêtement ml

6

Pose Fonte sans revêtement bitumineux DN<400 ml 3 367

3 367 32 107 736

107 736

Pose Fonte sans revêtement bitumineux DN≥400 ml

50

Pose Fonte avec revêtement bitumineux ml 1 122

1 122 127 142 526

142 526




2-1-2- Conduites principales de distribution

Fourniture

DN500 Fonte ml 860

860 173 148 780

148 780


11 848 127 1 504 696

1 504 696


5 864 103 603 992

603 992

DN300 Fonte ml

79

DN250 Fonte ml

62

DN200 Fonte ml

57


12 880 53 682 640

682 640

DN110 PEHD ml

16

DN90 PEHD ml

11


6


14 058 32 449 856

449 856

Pose Fonte sans revêtement bitumineux DN≥400 ml 9 531

9 531 50 476 550

476 550


7 863 127 998 601

998 601

Conduites de desserte locale ml 52 588 75 011 127 599 7 368 118 525 076 893 194

2-2- Secteur Nord-Est


Fourniture

DN600 Fonte ml

225

DN500 Fonte ml

173

DN450 Fonte ml

150

DN400 Fonte ml

14 653 14 653 127

1 860 931 1 860 931

DN350 Fonte ml

103

DN300 Fonte ml

79

DN250 Fonte ml

62

DN200 Fonte ml

57

DN150 Fonte ml

53


6

Pose Fonte sans revêtement bitumineux DN<400 ml

32


10 990 10 990 50

549 488 549 488




Pose Fonte avec revêtement bitumineux ml

3 663 3 663 127

465 233 465 233

0

0


Fourniture

DN600 Fonte ml

291 291 225

65 475 65 475

DN400 Fonte ml

12 880 12 880 127

1 635 760 1 635 760

DN350 Fonte ml

103

DN300 Fonte ml

79

DN250 Fonte ml

62

DN200 Fonte ml

57

DN150 Fonte ml

53

DN110 PEHD ml

16

DN90 PEHD ml

11


6

Pose Fonte sans revêtement bitumineux DN<400 ml

32


9 951 9 951 50

497 550 497 550

Pose Fonte avec revêtement bitumineux ml

3 220 3 220 127

408 940 408 940

0

0

Conduites de desserte locale ml

152 109 152 109 7

1 064 761 1 064 761

2-3- Secteur Sud-Ouest


Fourniture

DN600 Fonte ml

225

DN500 Fonte ml

173

DN450 Fonte ml

150

DN400 Fonte ml

127


20 042 103 2 064 326

2 064 326

DN300 Fonte ml

79


3 116 62 193 192

193 192


2 156 57 122 892

122 892

DN150 Fonte ml

53


6




Pose Fonte sans revêtement bitumineux 0 DN<400 ml 18 986

18 986 32 607 552

607 552

Pose Fonte sans revêtement bitumineux 0 DN≥400 ml

50


6 328 127 803 656

803 656


Fourniture

DN400 Fonte ml 823

823 127 104 521

104 521

DN350 Fonte ml

103


2 164 79 170 956

170 956

DN250 Fonte ml 646

646 62 40 052

40 052


1 119 57 63 783

63 783


2 603 53 137 959

137 959

DN110 PEHD ml

16

DN90 PEHD ml 689

689 11 7 579

7 579

Pose PEHD sans revêtement ml 689

689 6 4 134

4 134


4 899 32 156 768

156 768

Pose Fonte sans revêtement bitumineux DN≥400 ml 823

823 50 41 150

41 150


1 633 127 207 391

207 391


2-4- Secteur Sud


Fourniture

DN600 Fonte ml

225

DN500 Fonte ml

173

DN450 Fonte ml

150

DN400 Fonte ml

127

DN350 Fonte ml

103


4 331 79 342 149

342 149


2 608 62 161 696

161 696


1 600 57 91 200

91 200

DN150 Fonte ml

53





6


6 831 32 218 598

218 598


50


1 708 127 216 891

216 891


Fourniture

DN400 Fonte ml

127

DN350 Fonte ml

103

DN300 Fonte ml

79


6 232 62 386 384

386 384


3 495 57 199 215

199 215

DN150 Fonte ml 777

777 53 41 181

41 181

DN110 PEHD ml

16

DN90 PEHD ml

11


6

Pose Fonte sans revêtement bitumineux - DN<400 ml 7 878

7 878 32 252 096

252 096

Pose Fonte sans revêtement bitumineux - DN≥400 ml

50


2 626 127 333 502

333 502


2- Total réseau

13 303 912 7 845 334 21 149 246

3- Réservoirs et autres installations

3-1- Construction de réservoirs

R1-Ambohitrimanjaka m3 1 100 1 300 2 400 300 330 000 390 000 720 000

R2-Ilafy m3

3 600 3 600 300

1 080 000 1 080 000

R3-Soavina (surélevé) m3 800

800 710 568 000

568 000

R4-Soalandy m3 550 800 1 350 380 209 000 304 000 513 000

R5-Ankorona m3 600 700 1 300 380 228 000 266 000 494 000

R6-Bongatsara m3 250 300 550 380 95 000 114 000 209 000

R7-Tsiafahy m3 350 450 800 380 133 000 171 000 304 000

3-3- Unité de chloration U 1

20 000 20 000

20 000




3-4- Télégestion Ft 1

1 150 000 150 000

150 000

3- Total réservoirs et autres installations

1 733 000 2 325 000 4 058 000

4- Equipements collectifs

4-1- Secteur Nord-Ouest

Borne fontaine U 72 6 78 900 64 800 5 400 70 200

Lavoir U 38 15 53 2 750 104 500 41 250 145 750

Monobloc U 8 3 11 7 560 60 480 22 680 83 160

4-2- Secteur Nord-Est

Borne fontaine U

48 48 900

43 200 43 200

Lavoir U

60 60 2 750

165 000 165 000

Monobloc U

12 12 7 560

90 720 90 720

4-3- Secteur Sud-Ouest

Borne fontaine U 43 9 52 900 38 700 8 100 46 800

Lavoir U 27 16 43 2 750 74 250 44 000 118 250

Monobloc U 5 4 9 7 560 37 800 30 240 68 040

4-4- Secteur Sud

Borne fontaine U 38 7 45 900 34 200 6 300 40 500

Lavoir U 19 9 28 2 750 52 250 24 750 77 000

Monobloc U 4 2 6 7 560 30 240 15 120 45 360

4- Total équipements collectifs

497 220 496 760 993 980

Total 1+2+3+4

20 873 288 15 910 682 36 783 970

Coût d'ingénierie (8%)

1 669 863 1 272 855 2 942 718

Divers et imprévus (15%)

3 130 993 2 386 602 5 517 596

TOTAL GENERAL

25 674 144 19 570 139 45 244 283




EVALUATION DES CHARGES D’EXPLOITATION POUR LE POMPA GE D’EAU BRUTE / EAU TRAITEE

Zone HMT Coût kwh Energie nécessaire pour élever à 1m de hauteur

1m3 d'eau Charges annuelles

m Euro en watt-heure Euro/m3

Eau traitée Nord-Ouest 144 0,05 7 0,05 Nord-Est 216 0,05 7 0,07

Sud-Ouest/Sud

227 0,05 7 0,08

Eau brute 15 0,05 7 0,005 TOTAL

0,21

Zone Charges annuelles Coût d'exploitation annuelle

Euro/m3 Euro/an

2020 2030 Eau traitée Nord-Ouest 0,05 66 755 146 226

Nord-Est 0,07 150 200 331 393

Sud-Ouest/Sud 0,08 137 804 323 214

Eau brute 0,005 26 821 59 603

TOTAL 381 581 860 436

Nom et prénom : RAKOTONINDRINA Andoniaina Michaël Titre : « Projet d’Alimentation en Eau Potable de communes périphériques à Antananarivo » Nombre de pages : 129 Nombre de tableau : 45 Nombre de figure : 19 RESUME

Ce projet d’Alimentation en Eau Potable de communes périphériques à Antananarivo permettrait d’alimenter une population estimée à 370 000 habitants à l’horizon 2030 pour une production journalière d’environ 32 000m3. Ainsi, il contribue directement à l’amélioration du taux de desserte en eau à hauteur d’environ 3% au niveau national.

Une des principales contraintes du Projet est le captage des eaux de l’Ikopa à l'aval de l'agglomération, et donc à l'aval des principales sources de pollution. Cette situation a été prise en compte dans le niveau de traitement et dans l'équipement de la station en matériel de détection de pollution. Ainsi, une filière classique de traitement composée de coagulation/floculation, de décantation, de filtration et de désinfection a été retenue avec une étape de prétraitement constituée d’un dessablage et d’un débourbage en tête de station pour abattre le maximum de MES. Enfin, les réseaux d’adduction / distribution ainsi que les réservoirs ont été dimensionnés et implantés en vue d’une augmentation probable de la consommation et d’une extension future après l’horizon 2030 du projet.

Par ailleurs, le présent document montre un exemple d’approche privée dans la réalisation d’un projet d’AEP de grande envergure. L’avantage que présente cette initiative privée est la rapidité d’exécution dont elle peut faire preuve pour venir soutenir les actions propres à la JIRAMA et d’accélérer l’accès à l’eau potable des populations, répondant ainsi aux objectifs du Millénaire pour le Développement et du Madagascar Action Plan.

Mots clés :

- Adduction refoulement-gravitaire - Captage en rivière - Electrochloration - Extension future du réseau - Filière classique de traitement - Partenariat Public Privé - Réservoirs de tête / desserte - Réseau ramifié

Rapporteur : RAZAFINJATO Gérald Adresse auteur : Lot IVN 62 Ankaditapaka Nord Téléphone : 033 11 834 67

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