ASSAINISSEMENT URBAIN

ASSAINISSEMENT URBAIN

I. CONSIDERATIONS GENERALES SUR L’ASSAINISSEMENT URBAIN I.1 INTRODUCTION GENERALE

A L'ASSAINISSEMENT URBAIN

I.1.1 Evolution des concepts: I.1.2 Aspects réglementaires et mesures socio-économiques

I.2. ASSAINISSEMENT COOLECTIF – ASSAINISSEMENT AUTONOME 1.2.1 Définition de l'assainissement 1.2.2 Assainissement Autonome

I.3 FACTEURS A CONSIDERER DANS L'ELABORATION DES PROJETS D'ASSAINISSEMENT I.3.1 Données naturelles du site I.3.2 Les données générales relatives à la situation actuelle des agglomérations existantes I.3.4 Données relatives au développement futur de l'agglomération I.3.4 Données propres à l'assainissement

I.4. NATURE DES EAUX A EVACUER I.4.1 Les indicateurs de pollution des eaux résiduaires I.4.2 Eaux usées domestique et collective I.4.3. Eaux usées industrielles I.4.4 Eaux pluviales

I.5 LES SYSTEMES D'ASSAINISSEMENT I.5.1 Système séparatif I.5.2 Système unitaire I.5.3 Système pseudo- Saperait I.5.4 Système composite I.5.5 comparaison technico-économique des systèmes de base I.5.6 Critères de choix du système d'assainissement

II CALCUL DES DEBITS DE DIMENSIONNEMENT II.1. CALCUL DES DEBITS DES EAUX USEES II.1.1 Introduction II.1.2 Débits des eaux usées domestiques II.1.3 Débits des eaux usées industrielles II.1.4. Autres apports

II.2 METHODES DE CALCUL DES DEBITS DE POINTE DES EAUX PLUVIALES URBAINES II.2.1 Introduction II.2.2 Formule rationnelle II.2.3. Modèle de Caquot

III. CALCUL HYDRAULIQUE DES RESEAUX D’ASSAINISSEMENT III.1 ECOULEMENT A SURFACE LIBRE EN REGIME PERMANENT UNIFORME III.2 CONDITIONS D'ETABLISSEMENT DES RESEAUX D'ASSAINISSEMENT III.2.1 Section des canalisations III.2.2 Vitesses maximales III.2.3 Vitesses minimales III.2.4 Remplissage - mise en charge des conduites

III.3 EQUIPEMENTS ANNEXES DES RESEAUX III.3.1 Chutes III.3.2 Passage en siphon III.4.3 Déversoir d'orage et orifices III.3.4 Stations de pompage et de relèvement

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I.1 INTRODUCTION GENERALE

A L'ASSAINISSEMENT

I.1.1 Evolution des concepts: La fourniture d'une eau saine et l'élimination correcte des déjections humaines sont les gages essentiels d'une bonne santé et d'une vie productive et peu de services contribuent autant à l'élévation du niveau de vie et de santé. En effet une eau non potable peut véhiculer des maladies et les déjections peuvent être la cause directe ou indirecte de plus de cinquante maladies. On s'est rendu compte de l'importance primordiale de l'alimentation en eau et l'évacuation des déchets depuis l'antiquité et ou trouve des installations d'hydraulique urbaine datant des époques Grègues et Romaines. La nécessité de l’évacuation des importantes quantités des eaux usées, les mesures de protection contre les inondations et surtout l’image qu’avaient les romains de la ville cité ont amenés les ingénieurs de l’époque à concevoir et construire des égouts souterrains de grandes dimensions pour l’évacuation des déchets par voie hydraulique hors des agglomérations. Il est paradoxal que cette conception élaborée de l’assainissement fut, en dehors de quelques exceptions quasiment abandonnée. C’est lorsque on a réussi à établir la relation entre les eaux insalubres et la mortalité des hommes et des animaux au XVIII siècle, que l’évacuation systématique des eaux de toute nature est ressentie comme un impératif. Les grandes villes européennes ont alors commencé à s’équiper de réseaux d’évacuation. A la révolution française, la a ville de Paris possédait un réseau d’une longueur totale de 26 km. La construction à grande échelle des réseaux fut entamée à partir du XIX. Elle fut généralisée à l’ensemble des pays d’Europe à la fin du siècle. La législation à du suivre. En France la loi de 1894 a instauré le tout à l’égout: système d’évacuation simultanée des eaux usée et pluviales dans une même canalisation. L’expérience acquise dans le domaine, les implications budgétaires et les conséquences sanitaires et sociales liées à l’évacuation des eaux urbaines ont fait que les techniques et pratiques de l’assainissement ont beaucoup évolué: Le développement important des réseaux a vite entraîné des problèmes sanitaires au niveau des rejets. On s’est en effet rendu compte que l'évacuation des eaux urbaines hors de l’agglomération ne fait que concentrer la pollution au point du rejet. Le traitement préalable des eaux, est apparu comme une nécessité. Cependant les dispositifs classiques d'épuration ne s'accommodent pas d’importantes variations de débits et de charges. On ne peut donc pas concevoir de stations d'épuration qui fonctionnent aussi bien en temps sec qu’en temps de pluie. En effet, quand il pleut, les volumes évacués par le système tout à l’égout, sont beaucoup plus importants que ceux en temps sec. Les débits supplémentaires par rapport à la capacité de la station durent donc être déchargés dans le milieu naturel à travers des déversoirs d’orage entraînant avec eux une partie des eaux usées. Afin de limiter les déversements d’importantes quantités de pollution à cause du rejet direct des eaux usées mélangées avec les eaux pluviales, les déversoirs d’orage sont conçus de sorte que les déversements ne peuvent se produire que lorsque le dilution des eaux usées par les eaux pluviales est jugée suffisante. Ce taux de dilution, de 3 à 5 en général, est en principe fixé en fonction de nature de l’eau usée et de la vulnérabilité du milieu récepteur. L’évacuation séparée des eaux usées et des eaux pluviales se présentait alors comme une solution intéressante pouvant parfaitement s'accommoder des normes de rejet. En effet les eaux pluviales, en volume, plus importantes que les eaux usées, sont directement évacuées sans préalable épuration vers le milieu naturel. Les eaux usées considérées comme polluées sont soumises à l’épuration avant leur rejet. Alors qu’on croyait avoir trouvé la solution définitive à l’évacuation et à l’épuration systématique des eaux de la ville, sont apparus, durant les vingt dernières années, de nouveaux problèmes auparavant méconnus, oubliés ou négliges. Parmi les multiples dysfonctionnement des systèmes d’évacuation et de rejet des eaux urbaines, la prise de conscience du problème de la pollution des eaux de ruissellement est sans doute celle qui remet le plus en question certaines idées acquises sur l'assainissement urbain. Les nouvelles données scientifiques et techniques récentes relevant de l’assainissement urbain amènent parfois à reconsidérer certains schémas traditionnels. Certaines questions restent posées ou sont controversées. Les connaissances nouvelles tant en hydrologie qu’en pollution urbaine donnent de nouveaux éclairages sur les problèmes de l’eaux dans la ville. Ces avancées en matière d'assainissement se sont traduites par des outils de modélisation du ruissellement urbain et des mécanismes de la pollution des eaux pluviales ainsi que leur impact sur l’environnement. La compréhension et l’analyse de ces phénomènes sont nécessaires pour la planification et la gestion de l’urbanisation De nos jours on s’oriente de plus en plus vers une démarche de gestion dynamique des systèmes d’assainissement. Il s’agit de contrôler tous les aspects fonctionnels du système d’évacuation de traitement et de rejet et agir sur eux d’où le concept de gestion automatisée. La mise en place de tels dispositifs nécessitent:

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• la connaissance et la modélisation des différents aspects du cycle de l’eau en milieu urbain • les mesures en temps réel • la mise en place de commandes à distance pour la régulation des débits et de la pollution en vue de la gestion des opérations de collecte-transfert-traitement. Même si ces techniques ont été mises à contribution dans certaines collectivités locales, en France par exemple, des recherches sont en cours pour l’approfondissement des connaissances, la mise au point de nouveaux instruments et le développement d’outils d’analyse.

REJET OU

REJET DANS LE MILIEU RECEPTEUR ? NON NON

OUI

CAPACITE A L’AVAL ? DERIVATIO N

NON STOCKAGE

STATION DE TRAITEMENT OU DE É

Figure (1) : Schéma de principe d’une régulation débit-pollution

M I L I E U X R E C E P T E U R

D’autre part, à coté des techniques classiques de collecte et de rejet des eaux usées et des eaux pluviales. On assiste d'une part à la réhabilitation des techniques d'assainissement autonome qui se présentent de plus en plus comme des moyens alternatifs d'assainissement pour les agglomérations rurales et d'autre part à l'émergence de nouvelles méthodes de gestion des eaux pluviales en milieu urbain. Ces méthodes introduisent des techniques qui limitent le ruissellement en favorisant le stockage et l’infiltration des eaux: (bassins de retenue, chaussées poreuses etc..).

I.1.2 Aspects réglementaires et mesures socio-économiques La mise en place d’une politique de protection de l’environnement passe aussi par la mise en place des différentes mesures socio-économiques et l’instauration d’une législation adéquate. L’ensemble de ces mesures doit permettre: • d’établir une réglementation de l’environnement:(objectifs de qualité, normes de rejet, études d’impact sur l’environnement..) • d’instaurer des prélèvements et redistributions de fonds en faveur de l’environnement:(principe du pollueur-payeur, taxes, subventions...) • de permettre le contrôle et suivi des objectifs de protection de l’environnement:( contrôle de la pollution, suivi de l’évolution de l’environnement, évaluation des études d’impact des projets sur l’environnement...) • d’initier des actions de sensibilisation ou d’éducation environnementale La réglementation des rejets liquides dans le milieu naturel est apparu aux Etats Unies et en Europe dans les années cinquante soixante. Le principe des mesures de prévention des milieux naturels consiste à éviter, dés l’origine, la création de la pollution. La réglementation fixe alors, en fonction de la nature et de

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l’utilisation du milieu naturel, des critères de qualités jugés indispensables pour maintenir ou améliorer la qualité du milieu. Ces critères portent sur les aspects physiques, chimiques et biologiques. Ils représentent ce qu’on conviendra d'appeler objectifs de qualité du milieu. Par ailleurs, le fonctionnement et l’exploitation des réseaux d'assainissement et des stations de traitement, imposent à l’amont une qualité donnée de l’effluent. Cette qualité doit garantir: • la sécurité du personnel • le bon fonctionnement des équipements • le bon déroulement de l’épuration Ces objectifs de qualité se traduisent par des normes de rejets imposés aux utilisateurs. Quand les eaux résiduaires, notamment celles d’origines industrielles, ne respectent pas ces normes, les usagers se doivent de mettre en place, à leur propre frais, les dispositions nécessaires pour l’escamotage de leurs effluents. Le maintien des objectifs de qualité passe par la définition de normes de rejet. Ces normes définissent le seuil maximum de pollution à ne pas dépasser pour respecter les objectifs de qualité du milieu. En règle générale, quand les émissions liquides ne répondent pas aux normes de rejet, il est nécessaire de procéder à une correction de leur qualité à l’aide d’un traitement adéquat. Ces traitements doivent être poussés à des degrés tel qu’ils permettent le maintien ou l’amélioration de la qualité admise pour le milieu récepteur. Les objectifs de qualité des milieux sont définis en fonction des usages qu’on en fait. Les différentes utilisation des cours d’eau par exemple: (alimentation en eau, irrigation, baignade, industrie etc...) appellent des critères de qualité différents. Néanmoins la mise en place d’une normalisation différente pour les différents cours d’eau par exemple, pose différents problèmes de contrôle et de suivi. Pour ces raisons, dans plusieurs pays, les normes de rejet sont standardisées. Ces normes doivent permettre de maintenir ou améliorer la qualité des différents milieux récepteurs. L’amélioration des connaissances scientifiques notamment en ce qui concerne l’impact sur l’environnement de différents agents polluants doit permettre d’adapter les moyens techniques, réglementaires et financiers pour lutter contre les nouveaux types de pollution. En France, la loi sur l’eau, qui constitue le canevas d’ensemble sur lequel est construit le système français de gestion de l’eau, a été votée en 1964. Au début des années 1970 les mesures de protection des milieux hydriques ont été tournées vers l’amélioration de l’oxygène dissous. Les moyens de lutte privilégiés consistent en général en la construction de stations d’épuration biologiques. C’est ainsi que les agences de bassins, organismes s’occupant de la gestion et la préservation des rivières en France, prélevaient des redevances calculées essentiellement sur la base des paramètres de pollution dits classiques: demande biologique en oxygène (DBO), demande chimique en oxygène (DCO) et matières en suspension (MES). Cette lutte absolument nécessaire s’est avérée insuffisante. De nouveaux paramètres de pollution: Azote, Phosphore, germes pathogènes et pollution thermique ont été jugés néfastes sur le milieu naturel. Leurs effets sont parfois plus redoutables que les polluants classiques. C’est ainsi que depuis 1982 des redevances sur les rejets d’azote on été instaurées et des mesures d’aide à l’investissement dans les programmes de l’élimination de l’azote sous ses différentes formes ont été prises. D’autre part les agences de bassins sur le territoire des quels des problèmes d’eutrophisation se posent, ont mis en place des redevances sur le rejet du phosphore et des aides à l’élimination de ce polluant. En Tunisie, le code de l’eau promulgué en 1975 réglemente les rejets dans les milieux naturels. En 1989 on été établies les normes de rejet d’effluents dans les milieux hydriques (voir annexe). La manutention des eaux usées et pluviales en site urbain est assurée par l’Office national d’assainissement (ONAS). C’est un organisme à caractère industriel et commercial dont la mission, qui concerne l’ensemble du territoire, consiste à: • développer les réseaux des eaux usées et pluviales dans les agglomérations urbaines et les zones touristiques • construire des stations d’épuration • assurer l’exploitation et le renouvellement des différents ouvrages d’assainissement En 1991, l'ONAS est présent dans 70 communes du pays soit 3.6 millions habitants. Vingt cinq stations d'épuration sont fonctionnelles. Elles permettent de traiter chaque année 90 millions de m3 d'eau usée offrant ainsi la possibilité de créer des milliers d'hectares de périmètres irrigués tout en épargnant les milieux récepteurs de l'effet de la pollution. L'ONAS compte porter la capacité d'épuration à 4.5 millions d'équivalents habitants en 1996. Avec ce programme la quasi-totalité des villes de plus de 10.000 habitants sera dotée de stations d'épuration.

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A l'horizon 2000, il est attendu que le nombre total des stations d'épuration sera de 123. Leur production en eau épurée sera de 200 millions de m3 qui seront à même d'irriguer prés de 30.000 hectares La mise en oeuvre de la stratégie de l'assainissement autonome individuel ou semi-collectif en milieu rural constitue également une des composantes du programme national d'assainissement. Cette composante prévoit la définition des moyens les plus adaptés permettant l'assainissement en milieu rural et la mise en oeuvre d'actions pilotes dans des régions représentatives. Le coût du transport et de l’épuration des eaux usées est en partie supporté par les usagers sous forme de redevances. La structure de la redevance varie en fonction de trois usages et comprend toujours une partie en fonction du volume consommé et une partie indépendante Krouf (1988). • usage domestique • usage industriel • usage touristique Les redevances domestiques sont modulables avec la consommation. Cette politique, outre l’aspect social qu’elle comporte, vise une rationalisation de la consommation et encourage à l’économie des ressources.

I.2. ASSAINISSEMENT AUTONOME- ASSAINISSEMENT COLLECTIF I.2.1 Définition de l'assainissement L'assainissement urbain représente l'ensemble des techniques qui ont pour but d'assurer l'évacuation de l'ensemble des eaux pluviales et usées ainsi que leur traitement et rejet dans des exutoires naturels sous modes compatibles avec les exigences de la santé publique. Les eaux usées doivent êtres évacuées sans stagnation et le plus vite possible loin des habitations car les déchets qu'elles contiennent sont susceptibles de donner nuisances et porter préjudice aux exigences de l'hygiène. La submersion des zones urbaines par les ruissellements peut entraver les activités économiques ou porter atteinte au bien être social des habitants de l'agglomération. Les eaux rejetées qu'elles soient pluviales ou usées doivent satisfaire aux objectifs de qualité fixes pour le maintien et l'amélioration de la qualité des milieux récepteurs naturels. Schématiquement trois stades sont donc à considérer dans un projet d'assainissement: • l'évacuation rapide lors de l'habitat des eaux usées et pluviales, celle ci nécessite la mise en place d'installations sanitaires adéquates • le transport dans des conditions d'hygiène suffisantes, ceci suppose une bonne conception d'un réseau d'évacuation convenablement dimensionné Le traitement et le rejet. C'est la dernière étape du projet qui nécessite des installations de traitement compatibles avec la qualité de l'eau à traiter et les exigences du milieu récepteur.

1.2.2 Assainissement Autonome I.2.2.1 Introduction L’assainissement, sous sa forme classique, suppose la réalisation de réseaux de collecte et d’évacuation des eaux usées. Cela se traduit par une concentration du rejet en certains points. On est par conséquent amené à procéder au traitement des eaux dans le but d’en réduire les impacts sur l’environnement. Si ces techniques se justifient pour les agglomérations d’une certaine importance, leur mise en oeuvre dans les petites agglomérations ou pour les agglomérations à caractère rural se heurte à différentes difficultés techniques et économiques. Les techniques de collecte, d’évacuation et de traitement des eaux usées exige des investissements massifs. Il est clair que l’obstacle le plus important qui entrave la réalisation d’équipements sanitaires dans les pays pauvres est le prix élevé des services d’assainissement traditionnels. Il est donc nécessaire d’adapter les technologies sanitaires au contexte particulier de chaque agglomération compte tenu des contraintes techniques économiques, institutionnelles et de milieu. Les solutions autres que les techniques d’évacuation par réseau se présentent comme des solutions alternatives qu’il s’agit d’envisager et de développer quand les solutions classiques sont difficiles à mettre en oeuvre B.M (1982). Les recours à l’assainissement collectif collecte, (évacuation et traitement) impliquent des investissements d’autant plus élevés en canalisations et équipements, que l’habitat est dispersé. La charge financière spécifique (par habitant ou par litre d’eau) qui en découle est alors importante. Ceci explique la limite économique de l’emploi des réseaux d’égout dans les petites agglomérations. La figure (1) GTZ-FIW (1981) montre, à titre d’exemple le coût spécifique de l’épuration biologique en fonction de l'importance de l’agglomération On assiste depuis une vingtaine d’années à une prise de conscience générale en ce qui concerne les modes d’assainissement à adopter dans les agglomérations à caractère rural ou on assiste de plus en plus à un accroissement des volumes d’eau usée rejetés du fait de l’amélioration du niveau de vie. Pour ces

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raisons l’assainissement collectif était considéré comme un service public dont tous, citadins et ruraux, doivent bénéficier, à plus ou moins longue échéance, et on a en tendance à privilégier cette solution. La solution individuelle n’était adoptée que dans le but d’attendre la desserte collective. Aujourd’hui les solutions alternatives aux réseaux collectifs d’assainissement sont présentées comme le moyen définitif pour traiter et évacuer les eaux usées domestiques des agglomérations rurales ou la solution d’assainissement collectif est défavorable du point de vue économique. Les dispositifs d’assainissement individuel doivent intéresser 2 milliards de personnes dans le monde BM(1980). Ils constituent le mode d’assainissement de 9 millions de personnes en France. Ile peuvent être adoptés pour la population rurale tunisienne soit prés de 50% I.2.2.2 Objectifs de l’assainissement autonome Le but recherché dans la conception d’un système d’assainissement autonome est d’obtenir en fin de la chaîne: •

une rétention des matières en suspension

•

une dégradation de la matière organique

• une élimination des produits qui en résultent Pour y parvenir, la plus part des techniques de l’assainissement autonome se caractérisent par un prétraitement des eaux usées domestiques suivi d’une épuration et d’une évacuation. La fosse septique toutes eaux est le procédé préconisé afin d’assurer ce prétraitement. Ce prétraitement anaérobie a pour objet de rendre l’effluent compatible avec une infiltration dans le sol afin d’éviter le colmatage au niveau du dispositif de rejet. Après prétraitement en fosse les eaux sont transitées par le sol, elles atteignent ensuite les sous sols et les nappes souterraines auxquelles elles se mélangent. Une partie des eaux rejetées atteint l’atmosphère par évaporation ou par évapotranspiration à travers les plantes.

I.2.3 Prétraitement des eaux usées domestiques: La fosse septique Il ressort de l’analyse de la typologie des eaux vannes et des eaux usées domestiques que l’ensemble des eaux sont justiciable de traitement Aussi, le prétraitement doit concerner l’ensemble des eaux. En France, la nouvelle réglementation préconise d’admettre l’ensemble des eaux dans la fosse septique. Ceci permet: •

une dilution des eaux vannes.

•

un abaissement du seuil de toxicité ammoniacale des effluents.

• un traitement simultané de l’ensemble des eaux. Dans la fosse septique, les eaux usées subissent, en même temps: •

une élimination des matières en suspension (décantation)

•

élimination des flottants

•

une fermentation anaérobie qui s’accompagne d’une liquéfaction et d’une dégradation de la matière organique.

I.2.3.1 Décantation - Flottaison Les fosses septiques doivent être conçues pour que la décantation et l’accumulation des matières en suspension ainsi que la rétention en surface de la couche flottante puissent se produire dans de bonnes conditions. Une attention particulière doit être portée au risque de perturbations hydrauliques dues aux arrivées d’eau. Pour limiter ces risques on est amené à concevoir des fosses à plusieurs compartiments ou à disposer des cloisonnements ou des chicanes. I.2.3.2 Fermentation Le volume d’une fosse septique doit être suffisant pour assurer une rétention minimale des effluents de 5 jours. Durant cette rétention les matières organiques biodégradables contenues dans les boues décantées ou des matières grasses surnageantes fermentent. Cette fermentation se traduit par une liquéfaction partielle des boues et une dimension de leur volume. Plus le temps de séjours est long plus le traitement des boues est meilleur ce dernier s’accompagne d’une liquéfaction plus complète. Le volume des boues qui en résulte est alors plus réduit. En fait le volume à donner à la fosse dépend de la quantité de boues décantées et de la fréquence des vidanges à prévoir. Cependant le temps de séjours des matières décantées dans la fosse septique doit être suffisamment long pour permettre la minéralisation la plus complète possible des boues. La durée nécessaire est d'environ 2 à 3 ans.

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I.2.3.3 Rendement épuratoire d’une fosse septique Pour un logement de 4 pièces principales, la réglementation française préconise un volume minimum de 2 m3. Ce volume doit être augmenté de 0,5 m3 par pièce supplémentaire. Le tableau (1) récapitule les résultats bibliographiques concernant les rendements épuratoires d’une fosse septique Gougoussis (1982), Chevalier (1989): DBO5 50 à 60% DCO 45 à 50% MES 65 à 80% N total environ 10% P total 20 à 30% Tableau (1): Rendement épuratoire d’une fosse septique toutes eaux En considérant des valeurs moyennes des rendements de l’effluent, le tableau (2) donne composition moyenne de l’effluent de la fosse septique: Effluent entrant Rendement Effluent sortant MES 600 72,5 165 DBO5 467 55 210 DCO 967 47,5 508 Tableau (2): Caractéristiques moyennes de l’effluent d’une fosse septique Le tableau (2) montre que l’élimination de la DBO5 et de la DCO est importante mais non complète. Il est donc nécessaire de procéder à une seconde étape épuration celle-ci se produit le plus souvent dans le sol. C’est une épuration aérobie.

I.2.4 Critères d’aptitudes d’un sol a l’assainissement autonome. L’épuration des effluents domestiques par des dispositifs d’assainissement individuels est possible. Cependant plusieurs paramètres interviennent dans le processus de l’épuration par le sol. L’aptitude d’un sol à l’épuration de l’effluent doit permettre: •

de choisir du procédé d’assainissement le mieux approprié

• de dimensionner les équipements Il est en effet possible d’établir des critères hiérarchiques vis à vis du pouvoir auto-épurateur des sols. Quatre facteurs essentiels sont retenus pour évaluer l’aptitude d’un site à l’assainissement autonome Gougoussis (1982) Chevalier (1989). 1. hydrodynamique 2. hydromorphie 3. profondeur du sol 4. pente

I.4.1 Hydrodynamique La capacité d’infiltration d’un sol est une donnée importante dans la conception d’un système d’assainissement autonome. Un sol favorable à l’élimination des effluents doit permettre une infiltration suffisamment lente pour que les processus d’épuration se déroulent complètement et cependant assez rapide pour éviter la stagnation des eaux. Afin de cerner correctement la capacité d’infiltration d’un sol on peut procéder à des mesures in situ. Le test de percolation est une méthode simple et peu coûteuse qui permet en pratique d’apprécier les possibilités d’infiltration d’un sol en eau propre. Ce test consiste à creuser des trous à faibles profondeurs et à les remplir d’eau claire afin de mesurer la vitesse, en régime permanent à laquelle le terrain absorbe l’eau. Malgré le caractère indicatif de ce test, il constitue une donnée indispensable à l’appréciation de l’aptitude d’un sol à l’infiltration. Du point de vue de l’aptitude des sols à recevoir les eaux usées, les praticiens interprètent les vitesses de percolation comme étant: • favorables > 0.6 mm/min. • moyennement favorables de 0.6 à 0.4 mm/min. • défavorables < 0.4 mm/min.

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I.4.2 Hydromorphie L’étude du régime de la nappe souterraine est importante dans l’évaluation de l’aptitude d’un sol à l’assainissement individuel du fait des risques sanitaires encourus. Cette étude doit prendre en compte: • le niveau de remontée maximale de la nappe • la proximité de points de prélèvement d’eau (irrigation, alimentation en eau potable etc..) Le niveau de remontée de la nappe peut être déterminé directement par piézométrie ou indirectement par l’observation des signes de stagnation de l’eau dans le sol. En effet, le sol peut être utilisé comme indicateur coloré pour estimer la profondeur de la nappe. Un sol bien drainé est uniformément brunâtre. Cette couleur est due à des oxydes de fer et de manganèse finement divisés. Lorsqu’un sol est soumis à des périodes prolongées de saturation, le fer et le manganèse sont libérés sous formes réduites (hydroxydes). Ils sont ensuite réoxydés lorsque reviennent les conditions aérobies. Ceci confère au sol des couleurs rouge orange ou jaune. En général, on considère que l'hydromorphie du sol devient limitative pour la mise en place d'un assainissement autonome lorsque la nappe est à une profondeur inférieure à 1m

I.4.3 Nature et profondeur du substratum L’épaisseur du sol définie la tranche dans laquelle vont se dérouler les mécanismes de l’épuration par le sol. Un sol profond de granulométrie assez fine sera favorable à l’épuration des eaux usées. Un substratum perméable prolonge dans la zone non saturée l’action épuratrice commencée dans le sol. La présence d’un substratum imperméable à faible profondeur serait évidemment un facteur défavorable d’autant plus que dans la plus part des cas, un tel substratum est surmonté d’une nappe permanente ou temporaire. Une profondeur du substratum de 1 à 1.5 m est généralement considérée comme suffisante.

I.4.4 Pente On peut craindre que la pente d’un terrain ne porte préjudice à l’infiltration des eaux. En effet, on peut assister à des résurgences rapides des eaux, qui sans avoir subi une épuration complète, sont susceptibles de polluer le milieu récepteur. On considère qu’à partir de 10 à 15% la pente devient un facteur limitant prioritaire. En fait, ce critère dépend des conditions locales du terrain: Si on peut admettre des pentes allant jusqu’à 20 % dans des sols perméables et profonds, il est prudent de ne pas dépasser 10 à 15 % dans le cas de sol de perméabilité faible ou lorsqu’on est en présence d’un substratum peu perméable.

I.5 DISPOSITIFS DE DISPERSION DES EFFLUENTS DE FOSSE SEPTIQUE Vis à vis de l’aptitude des sols à l’assainissement individuel, trois grandes catégories de sols peuvent être distinguées : 1. les sols totalement inaptes: dispersion et épuration impossible; exemple: (sols hydromorphes dans la totalité du profil) 2. sols partiellement inaptes (pente trop forte, profondeur de sol insuffisante ou hydromorphie à faible profondeur.) 3. les sols aptes Pour tous ces sols, il faut arriver à adapter le dispositif en tenant compte des propriétés spécifiques de chaque horizon d’un même sol. Quand un sol est jugé apte, l’épandage souterrain à faible profondeur des effluents de la fosse septique toutes eaux est la solution la plus simple et la plus efficace. Lorsque l’épandage souterrain est impossible du fait de l’inaptitude du sol à épurer l’effluent, des dispositifs de substitutions se basant sur la mise en place de sols reconstitués peuvent être employés.

I.5.1 Epandage souterrain à faible profondeur a) Tranchées filtrantes Chaque fois que la nature du terrain le permet, l’épandage des effluents dans le sol est recommandé. Celui ci se fera le plus superficiellement possible là où le sol est le plus perméable possible et là où l’air peut circuler facilement. Ceci doit favoriser la dégradation aérobie de la pollution organique. Le sol assure ensuite la dispersion et l’élimination de l’effluent. L’épandage peut être réalisé dans des tranchées filtrantes ou dans des lits filtrants. L’épandage en tranchées filtrantes consiste à disposer des drains dans des tranchées à une profondeur de 60 à 80 cm. Les drains doivent reposer sur 15 cm de gravier et être recouverts de 5 cm de gravier le tout est recouvert de 30 cm de remblai. Ils doivent présenter des faibles pentes (2 à 3% ) et leur longueur est

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limitée à 30m. La largeur des tranchées varie de 45 à 90 cm et la distance minimale entre deux tranches parallèles est de 1,5m. Lorsque le sol est apte à un épandage souterrain mais présente une forte pente, les tranchées doivent être disposées perpendiculairement à la pente, la distance minimale entre deux tranchées est de 30 cm. b) Lit filtrant La méthode d’épandage par lit filtrant est employée lorsque la surface disponible est limitée ou lorsque la réalisation de tranchées filtrantes est difficile (terrain sableux par exemple). Elle met en oeuvre les mêmes dispositions que l’épandage en tranchées à la différence que les drains ne sont plus dans des galeries individuelles. La couche de gravier est continue entre les drains. c) Epandage en sol reconstitué Lorsque le sol est jugé inapte à recevoir un épandage souterrain à faible profondeur classique, les techniques les plus employées font appel à la mise en place d’un sol reconstitué épandage en sol reconstitué, filtre à sable ou tertre d’infiltration. Quand le sous sol est perméable mais inapte à toute épuration (calcaire fissuré proche de la surface par exemple) on peut procéder à un épandage en sol reconstitué. Il s’agit de mettre en place une couche de sable de 70 cm d’épaisseur minimum sous la surface de répartition. Au plan technique, le problème est ramené à un problème d’épandage. Les méthodes de calcul restent valables b) Filtre à sable Un filtre à sable vertical est constitué d’un matériau sableux d’une hauteur de 50 à 70 cm. Les drains répartiteurs sont noyés dans une couche de gravier de 10 à 20 cm au-dessus du sable. Le filtre à sable permet de dissocier le traitement des eaux et leur élimination comme c’est le cas pour un épandage classique. Il permet de réaliser un abattement sensible de la pollution bactériologique de sorte que les eaux épurées peuvent être rejetées dans les milieux récepteurs naturels. Elles sont récupérées par un réseau de drains disposés dans une couche de gravier en dessous du filtre. L’élimination de l’effluent d’un filtre à sable sera réalisée par un rejet dans le milieu hydraulique superficiel ou dans la couche profonde perméable à l’aide d’un puits d’infiltration. Cependant, bien que l’effluent soit tout à fait compatible avec un rejet dans le milieu naturel, des précautions sont à prendre au niveau des rejets. Il faut particulièrement éviter le risque de contamination des puits à proximité. La surface du filtre du filtre à sable est de 30 à 40 m2 pour un logement de 2 à 3 chambres (500 l/j). La surface du filtre sera majorée de 5 m2 pour chaque chambre supplémentaire. Quand il est impossible de mettre en place un filtre à sable vertical, pour des raisons topographiques par exemple (impossibilité de drainer le filtre), on peut avoir recours à un filtre à sable horizontal. La surface nécessaire est la même que pour le filtre vertical. Néanmoins l’utilisation du filtre à sable horizontal n’est pas recommandée Gougoussis (1983). En effet l’écoulement étant latéral, il n’y a pas de zone non saturée, l’aération est alors limitée et le phénomène de nitrification se trouve inhibé. La principale difficulté d’emploi du filtre à sable est sans doute le phénomène de colmatage. Ce dernier peut être limité si l’on entretient convenablement les systèmes de prétraitement. I.5.2.3 Tertre d’infiltration Le tertre filtrant est constitué d’un lit filtrant réalisé sur terrain décapé comprenant de bas en haut: •

une couche de sable de 70 cm d’épaisseur

•

une couche de gravier de 30 cm d’épaisseur à la partie supérieure dans laquelle sont noyées les canalisations de répartition Ce système est très intéressant car il permet non seulement une pré-épuration, mais l’utilisation du sol sous-jacent Gougoussis (1983). Il est recommandé lorsque le sol est partiellement inapte (niveau de nappe trop élevé, sol insuffisamment épais...) La surface d’infiltration, mesurée au niveau du dispositif de dispersion est identique à celle du filtre à sable soit 30 à 40 m2 pour un logement de 2 à 3 pièces. Le problème que peut poser la mise en place du tertre d’infiltration réside dans le fait que la dispersion de l’effluent nécessite souvent un prélèvement préalable.

I.3 FACTEURS A CONSIDERER DANS L'ELABORATION DES PROJETS D'ASSAINISSEMENT L'assainissement d'une agglomération est un problème trop complexe pour se prêter à une solution uniforme et relever de règles rigides. Il est commandé par de nombreux facteurs qui peuvent conduire à

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des conclusions contradictoires entre lesquels un compromis est à dégager le responsable de la définition des ouvrages à construire doit donc analyser ces différents facteurs qui influent sur la conception du projet. Cette analyse conduit donc à étudier les facteurs qui influent sur les projets d'assainissement:

I.3.1 Données naturelles du site I.3.1.1 la pluviométrie de la région Les débits de pointes de eaux pluviales sont très supérieurs à ceux des pointes des eaux usées. Dans un réseau unitaire c'est l'évacuation des eaux d'ouvrage qui détermine les caractéristiques hydrauliques des ouvrages de collecte. La pluviométrie est donc un facteur essentiel du coût du réseau si bien que l'exploitation impose des pentes minimales supérieurs pour les ouvrages d'eaux pluviales que pour les ouvrages des eaux usées. La protection absolue d'une agglomération est pratiquement irréalisable. Celle-ci nécessiterait la construction d'égout aux dimensions excessives et impliquerait des dépenses de premier établissement et d'entretien prohibitives. Il est donc inévitable d'accepter des insuffisances occasionnelles pour les ouvrages du réseau et d'en mesurer les conséquences. On calcule généralement les évacuateurs d'eau pluviale en système séparatif comme en système unitaire de telle sorte que la capacité d'évacuation corresponde au débit d'orage d'une fréquence donnée. I.3.1.2 La topographie La topographie du terrain est imposée et son rôle est essentiel, en effet comme il s'agit d'évacuer des eaux aussi rapidement que possible pour éviter les dépôts, l'évacuation sera d'autant plus aisée que le terrain présentera des pentes plus importantes. L'évacuation rapide et continue de tous les déchets fermentescibles des canalisations d'eaux usées implique une pente minimale. La pente minimale acceptable est celle qui devait permettre l'entraînement des produits solides contenues dans les eaux usées ou les eaux pluviales (déchets, sables etc.). En zones plates ces conditions de transport entraînent d'amont en aval un approfondissement coûteux des ouvrages relayé éventuellement par un relèvement systématique de l'effluent qui présente le double inconvénient d'occasionner des dépenses supplémentaires et de subordonner la desserte à l'emploi de moyens électromécaniques. Aussi il conviendra d'utiliser les moindres déclivités du terrain et, si cela est nécessaire, de recouvrir à tous les procédés permettant de diminuer au maximum la pente des ouvrages de transport. Si les relèvement sont acceptables pour les réseaux d'eaux usées ils sont à éviter dans toute la mesure du possible pour les eaux pluviales ou les réseaux unitaires compte tenu de la discontinuité des pompages et de l'importance des flots en temps d'orage. En zones de fortes déclivités, le souci de prévenir la dégradation des canalisations ainsi que la nécessité d'assurer des conditions de sécurité satisfaisantes pour le personnel appelé à pénétrer dans les ouvrages visitables conduit à limiter les pentes admissibles et donc les vitesses d'écoulement. Les créations de bassin de retenue assurant le stockage des eaux d'orage peuvent permettre de diminuer la dimension des ouvrages de transport et de minorer le coût des relèvements qui s'avéreraient indispensables. La topographie est là aussi un important critère de choix du site de ces bassins. I.3.1.3 L'hydrographie et le régime des nappes souterraines A L'aval de tout réseau d'assainissement l'effluent, quel qu'il soit, atteint un milieu récepteur, au besoin après un trajet à ciel ouvert dans le cas des eaux pluviales. Ce milieu est constitué normalement, soit par les voies et cours d'eau plus ou moins importants soit par les étangs ou les lacs soit par le mer soit par le sol (épandage). En règle générale, le traitement des effluents doit être poussé à un degré tel qu'il permette le maintien ou l'amélioration de la qualité admise pour le milieu récepteur Le rejet dans les étangs ou les lacs peut éventuellement accélérer leur eutrophisation il est donc souhaitable de rechercher, dans toute la mesure du possible, une solution comportant la mise en place d'un collecteur de ceinture qui rejettera les effluents traités en aval du lac ou de l'étang. Le canal de ceinture du lac Nord de Tunis en est un exemple. Il permet de collecter les eaux en provenance des déversoirs d'orage disposés à l'aval du réseau unitaire de Tunis et de les acheminer vers la mer évitant ainsi leur rejet dans le lac de Tunis. Les conditions des rejets doivent de leur coté faire l'objet d'études préalables très complètes comportant notamment un examen approfondi du régime des courants marins. Dans le cas de risque de contamination du littoral, la mise en place d'émissaires en mer permettent de décharger les eaux assez loin pour permettre la dispersion de la pollution et prévenir la contamination de la plage. Des émissaires de ce type ont été construits à Sousse ainsi qu'à Nabeul pour dissiper la pollution bactériologique résiduelle des eaux usées épurées par des méthodes biologiques. L'émissaire de Nabeul présente une longueur de prés de 1500 m et décharge l'eau à une profondeur de plus de 20 m assurant ainsi une dispersion de la charge bactériologique de l'eau de sorte qu'au littoral les normes de qualité de l'eau de baignade soient respectées même dans les conditions les plus défavorables de courants marins et de vents. Du point de vue de l'assainissement, l'examen des circulations superficielles et le régime des nappes souterraines doit permettre:

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• de connaître les caractéristiques des nappes traversées par les ouvrages d'assainissement où devra être particulièrement surveillée l'étanchéité des canalisations de transport. • d'analyser le degré d'agressivité des eaux des nappes traversées pour procéder au choix du matériau de la canalisation • de choisir autant que possible, pour les ouvrages à créer, des sites ne nécessitant pas de coûteux rabattements de la nappe phréatique • de connaître les débits et notamment le débit d'étiage et le niveau de crue des cours d'eau pouvant être utilisés comme exutoires pour les déversoirs d'orage ou pour le rejet des effluents des stations d'épuration (s’assurer aussi de ce que la pérennité de l'exutoire ne risque pas d'être compromise par une rectification du lit du cours d'eau ou par une modification définitive des niveaux par suite d'une régulation de son cours) • d'apprécier les risques de pollution de nappes susceptibles de concourir à l'alimentation en eau potable et à respecter les périmètres de protection des captages existants ou projetés qui ne doivent pas être traversés. I.3.1.4 La géologie A même titre que l'ensemble des travaux de génie civil, l'étude géotechnique de la structure des terrains de tout site susceptible de recevoir des ouvrages importants d'assainissement est nécessaire. Elle est préalable à la réalisation de tout projet d'exécution. D'autre part les prospections géotechniques permettent de reconnaître le terrain et de réaliser d'importantes économies en choisissant les tracés des réseaux qui permettent d'éviter les terrains difficiles.

I.3.2 Les données générales relatives à la situation actuelle des agglomérations existantes: I.3.2.1 Nature de l'agglomération Au point de vue de l'assainissement, une agglomération relève du cas général dés lors que sa population est relativement constante au cours d'une année et que son activité industrielle est telle que le mélange des effluents industriels avec les effluents domestiques peut être opéré en permanence. Ce mélange des lors que la nature et la proportion de l'effluent d'origine industrielle ayant éventuellement subi un prétraitement le permettent, est de nature à faciliter l'épuration de l'ensemble des eaux et à la rendre plus économique. Echappent donc au cas générale: • Les agglomérations purement rurales qui posent souvent des problèmes spécifiques dus à l'importance et à la qualité des eaux de ruissellement provenant de zones non urbanisées situées en amont de l'agglomération ainsi qu'à la dispersion et à la faible densité de l'habitat. Il faut envisager en conséquence la possibilité d'assainissement individuel et d'en étudier les incidences • Les agglomérations touristiques: dont la population à l'occasion de la haute saison augmente de façon considérable et dont les installations, réseaux et station d'épuration, doivent faire face à de très fortes pointes, sans pour autant présenter des inconvénients en morte saison. A cette catégorie il convient d'ajouter les localités d'habitat de week end situées à proximité des grandes villes qui sont sujettes à des pointes hebdomadaires de pollution domestique • Les agglomérations à activités industrielles prépondérantes qui apportent une pollution telle qu'elle complique l'épuration du mélange avec les eaux d'origine domestique à un point tel qu'il s'avère alors nécessaire de prévoir une épuration séparée des effluents de certain établissements industriels et pas seulement un prétraitement. • Les zones d'urbanisation nouvelle: dont l'urbanisation est à programmer et dont le programme d'assainissement doit en suivre le développement. I.3.2.2 Importance de l'agglomération Les conditions économiques de conception des systèmes de collecte et d'épuration des eaux résiduaires urbaines sont bien entendu fonction de l'importance de l'agglomération. En effet la nature des équipements à mettre en place peut changer en fonction de l'importance plus ou moins grande des moyens que la collectivité peut mettre au service de la gestion et de l'entretien de son assainissement. S'il s'agit d'un habitat très dispersé, un équipement collectif peut impliquer des suggestions excessives du point de vue technique et économique qui conduiront à admettre un assainissement individuel. I.3.2.3 Modes d'occupation du sol Au sens de l'urbanisme, les modes d'occupation du sol correspondent respectivement aux données suivantes d'un plan d'occupation du sol (plan d'aménagement): • Coefficient d'occupation du sol • Zones d'urbanisation, zones d'activités spécialisées voies et ouvrages publics • Zones naturelles, espaces boisés classés espaces verts Au sens de l'assainissement ils déterminent: • La qualité d'eaux de ruissellement

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• La quantité et la nature des eaux usées produites par la population et ses activités • Le niveau acceptable des points de branchements des immeubles compte tenu des équipements des sous sol I.3.2.4 Assainissement en place Il est très rare, sauf pour les petites agglomérations, qu'on constate une absence totale de canalisations ou d'égout existants. Cette existence surtout si les ouvrages atteignent un certain développement constitue une donnée de poids pour le choix de la solution à adopter. Les choix des systèmes d'assainissement projetés peuvent, par exemple, changer selon que les modes d'assainissement existants séparent ou non les eaux usées et pluviales. D'une façon générale, avant de procéder à l'établissement des nouveaux réseaux, il est nécessaire de réaliser des travaux topographiques de récolement des réseaux et ouvrages existants. Ces travaux doivent être suffisamment précis pour permettre par la suite la détermination de la capacité d'évacuation de pompage ou d'épuration des différents équipements des réseaux. C'est sur la base de cette évaluation que sera décidée l'éventuelle incorporation des ouvrages existants dans le nouveau schéma d'assainissement.

I.3.4 Données relatives au développement futur de l'agglomération Comme c'est le cas pour l'ensemble des équipements d'infrastructure, l'assainissement doit précéder l'apparition des besoins qu'entraîne l'urbanisation. Il est donc particulièrement indispensable que le développement des réseaux d'assainissement et les phases successives de l'épuration des eaux soient directement intégrés dans la planification. Compte tenu de la rigidité des contraintes liées à l'assainissement, la solution à retenir doit présenter le maximum de souplesse pour pouvoir être adoptée à de l'évolution progressive du nombre des raccordements. Le programme d'assainissement doit être conçu à la fois en fonction du long terme et du moyen terme. On pourrait être tenté d'organiser le développement de réseaux à partir d'un schéma à long terme d'où l'on extrairait ensuite les ouvrages dont la réalisation serait nécessaire à moyen terme. Cette démarche est critiquable d'une part seules les dimensions de certains grands ouvrages sont conditionnées par le développement à long terme de agglomération, lui-même est sujet à beaucoup d'aléas, d'autre part la réalisation immédiate d'ouvrages calculés pour le long terme peut conduire à des investissements prématurés et dans certains cas à des conditions de fonctionnement peu satisfaisantes au cours des périodes intermédiaires.

I.3.4 Données propres à l'assainissement I.3.4.1 Conditions de transport des eaux usées. La qualité des effluents des eaux usées provoque des risques de formation de dépôt et de fermentation susceptibles de gêner le bon fonctionnement du réseau et de porter préjudice à épuration de l'effluent il convient donc d'empêcher ces risques en assurant des vitesses d'écoulement suffisantes et en assurant l'aération du réseau, Les eaux industrielles dont la charge est souvent importante et qui peuvent être nocives ou corrosives sont à considérer à part, leur acceptation dans le réseau est subordonnée à leur respect des normes de qualité exigées. On est souvent amené à concevoir des unités de prétraitement. Les concepteurs doivent envisager toutes hypothèses de collecte et d'épuration des rejets industriels notamment du point de vue économique. I.3.4.2 Problèmes d'exploitation Lors des études d'assainissement on doit prendre en considération d'exploitation pour que les projets soient compatibles avec un entretien et un fonctionnement simples et économiques des installations et un contrôle facile des effluents ce qui conduit: • à rechercher des solutions gravitaires, des terrains stables, des pentes suffisantes et des réseaux profonds • à relever s'il est nécessaire des effluents sans pour autant multiplier les postes de relèvement • à éviter les vitesses exagérées. • à regrouper dans la mesure du possible les installations de traitement. En effet, non seulement les coûts d'investissement et d'exploitation d'une station unique sont inférieurs à ceux de plusieurs stations de capacité équivalente mais encore le contrôle en est plus facile. I.3.4.3 Les nuisances Les ouvrages d'assainissement: réseaux, stations de pompage et épuration, bassin de retenue etc.. risquent d'être à l'origine de certaines nuisances: odeurs, insectes, bruits, esthétique... notamment lorsqu'ils sont mal conçus, mal exploités ou amenés à fonctionner en surcharge. Cependant tous ces aspects du problème des nuisances ne constituent pas des obstacles insurmontables. Il est d'autant plus facile de construire et d'exploiter des ouvrages d'assainissement sans créer des

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nuisances gênantes pour les riverains que l'on prend la précaution d'en évaluer les risques et de chercher à les éviter. I.3.3-5 Elaboration d'un programme d'assainissement L'analyse des différents facteurs influant sur les projets d'assainissement permet de dégager les solutions possibles compte tenu des contraintes particulières de chaque agglomération. Un projet d'assainissement pourra être retenu s'il permet, compte tenu des diverses conditions imposées par cette analyse, de respecter en tout temps tous les objectifs de qualité que l'on s'est fixés (élimination des nuisances, qualité du milieu récepteur, évacuation sans dommage etc.) Lorsque l'analyse des divers facteurs dont il vient d'être question met en évidence des avantages et des inconvénients qui ne permettent pas de dégager avec certitude la meilleure solutions, il est nécessaire d'aller jusqu'à établissement de deux ou plusieurs schémas comparatifs assortis d'évaluation de coût global qui doit comprendre les investissements à la date prévue pour leur réalisation et capitaliser les frais d'entretien de toutes les installations. Ce coût global ne peut être déterminant dans le choix que dans la mesure où la qualité des prestations fournies peut être jugée comparable. C'est au vu des études comparatives des variantes et bien entendu en tenant compte des études menées sur les autres équipements d'infrastructure et des contraintes financières qu'une solution sera retenue. Ensuite sera établi le programme d'assainissement qui comprendra un schéma à long terme, un avant projet à moyen terme et un programme technique et financier de réalisation. Les principaux aspects qu'on doit prendre en considération pour l'élaboration d'un projet d'assainissement sont: • Elaboration d'un programme d'assainissement des eaux usées et pluviales tenant compte des infrastructures d'assainissement des localités ou industries environnantes. • Choix du système d'assainissement. • Choix de l'emplacement de la station épuration et du point de rejet des eaux pluviales • Phasage des travaux et d'échelonnement des investissements • Coûts d'investissement et exploitation pour la collecte, le traitement et évacuation des eaux usées et des boues

I.4. NATURE DES EAUX A EVACUER D'après leurs origines les eaux véhiculées par les réseaux d'assainissement peuvent se classer en trois catégories: • eaux usées domestiques et collectives • eaux usées industrielles • eau pluviale Les eaux industrielles, vue leur diversité, ne sont accepté dans le réseau d'eau usée que si elles respectent des normes assurant la sauvegarde des ouvrages et équipements du réseau ainsi que le maintien du bon fonctionnement des unités d'épuration. Les eaux industrielles mélangées au eaux usées urbaines subissent le même sort: elles sont traitées et rejetées en même temps. Les caractéristiques des eaux à évacuer (eaux usées domestique et industrielle et les eaux pluviales) ont des particularités spécifiques quant à leur quantité et qualité. Les eaux pluviales présentent souvent des débits très importants comparés aux débits des eaux usées, leur qualité est aussi particulière elle présente généralement des pollutions inorganiques localisées surtout dans les débits d'averses ou les averses de faible intensité. Afin de caractériser ces types d'eau on expose d'abord les indicateurs de pollution permettant de mesurer la qualité des différents types d’eau.

I.4.1 Les indicateurs de pollution des eaux résiduaires Les indicateurs globaux traditionnellement employés pour la caractérisation de la pollution des eaux résiduaires se regroupent classiquement en cinq grandes catégories CERGRENE (1987): • matières solides • matières organiques • nutrients • métaux lourds • charge bactériologique. C’est à partir de ces paramètres que sont calculées les redevances perçues pour l’assainissement ou le rejet dans une politique du pollueur payeur. I.4.1.1 Matières en suspension La quantité des matières solides présente dans l’eau qualifiée, de matière en suspension (MES ou MST matières en suspension totales), est obtenu par filtration, dessiccation et pesée. On complète ces analyses par celles de matières volatiles en suspension (MVS) obtenues par différence entre le poids sec des MES et le poids après calcination. On utilise la notion de MVS pour représenter la partie organique des MES. La

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teneur en MES est un élément fondamental de la qualité d’une eau et de son impact potentiel. En effet les MES servent de support à la plus part des éléments polluants (matière organique, métaux lourd etc..). Par ailleurs les MES ont des effets nocifs directs sur le comportement des milieux aquatiques: augmentation de turbidité, atténuation de la luminosité, diminution de la photosynthèse colmatage des berges etc.. I.4.1.2 Matière organique La dégradation naturelle par voie biologique de la matière organique s’accompagne de consommation d’oxygène. Elle a donc pour effet une réduction sensible du taux d’oxygène dissous, particulièrement néfaste pour le maintien ou le développement de la flore et de la faune présente dans les milieux aquatiques. Les deux indicateurs les plus utilisés pour mesurer d’une manière globale les matières organiques sont la demande biologique en oxygène (DBO) et le demande chimique en oxygène (DCO). La demande biologique en oxygène représente la quantité d’oxygène nécessaire pour obtenir la métabolise par voie biologique des matières oxydables contenues dans l’effluent. On associe en général cette mesure à une durée d’oxydation. C’est ainsi que la DBO5, mesure la plus utilisée, représente la demande biologique en oxygène après cinq jours. La détermination de la DBO est une opération longue aussi s’est on employé à en trouver des approximations par des méthodes d’oxydation globales. La demande chimique en oxygène DCO mesure l’oxygène emprunté à un oxydant fort pour porter le degré d’oxydation des différents composants de l’effluent à leur valeur normale. Le rapport DCO/DBO5 permet de mesurer la biodégradabilité d’un effluent (son aptitude à être épuré par voie biologique). Pour un effluent urbain décanté ce rapport est d'environ 1.5 à 2. Il est compris entre 1.5 et 3 pour un effluent urbain brut. I.4.1.3 Les nutrients Le terme nutrients désigne tous les éléments nutritifs nécessaires au développement des organismes. Pour la biomasse, les plus importants sont en dehors du carbone, l’azote et le phosphore. La principale nuisance liée au rejet de l’azote et au phosphore dans les milieux aquatiques est l’accroissement des risques d’eutrophisation. L’eutrophisation résulte essentiellement d’un développement excessif et anarchique d’algues planctoniques, qui induit dans les milieux aquatiques des variations importantes du PH et de l’oxygène dissous associé aux fortes variations de la photosynthèse. La matière organique qui résulte de la mortalité des algues se comporte comme une véritable pollution. Les formes de l’Azote les plus fréquemment mesurées sont l’Azote Kjeldal, l’azote ammoniacal (NH4+ ) et le nitrates (NO3-). Pour le Phosphore (P), on cite souvent les concentrations en phosphore total. En ce qui concerne l’élimination de l’Azote, plusieurs techniques ont été mises au point et sont maintenant employées. Les systèmes biologiques sont les plus employés. Ces procédés réalisent la double opération de nitrification-dénitrification. Les moyens de lutte pour l’élimination du phosphore sont de deux types, chimiques et biologiques. Les procédés chimiques sont assez bien connus et pratiqués et sont basés sur la précipitation des phosphates insolubles. Les traitements biologiques consistent à assurer la décantation des boues après une phase d’intense accumulation du phosphore dans celles-ci. I.4.1.4 Les métaux lourds La toxicité des métaux lourds vis à vis de la faune et de la flore est bien connue. Fortement associés aux matières en suspension, ils peuvent localement être présents en grande quantité dans les sédiments dont la remise en suspension peut s’avérer très dangereuse. Les métaux lourds les plus recherchés sont en premier lieu le Plomb (PB) et le Zinc (Zn) puis le cuivre (Cu), le chrome (Cr), le Nickel (Ni) le Cadmium (Cd) et le Mercure (Hg). Les moyens d’élimination des métaux lourds sont presque exclusivement de types physico-chimiques. I.4.1.4 Pollution bactériologique Sous ce terme se retrouve une grande diversité de germes excrétés par l’homme et les animaux. Ils sont véhiculés principalement par les eaux vannes et pour une moindre fraction par les eaux de ruissellement. La pollution bactériologique des eaux a toujours été une préoccupation essentielle des hygiénistes pour des raisons évidentes de protection de la santé publique. Les germes tests le plus souvent recherchés sont les coliformes totaux, les coliformes fécaux et les streptocoques fécaux. D’autres indicateurs sont parfois recherchés suivant les objectifs des études: hydrocarbures, certains ions (Ca2+ , Na+, Cl-, etc..).., Des mesures physico-chimiques comme celles du PH et de la température sont parfois nécessaires et permettent une meilleure interprétation de certains résultats d’analyses.

I.4.2 Eaux usées domestique et collective Elles englobent les eaux en provenance de l'utilisation dans les logements ( eaux vannes, eau de vaisselle, eau de bain etc...) de l'utilisation dans les établissements et bâtiments publics. Ces eaux contiennent à la fois des matières organiques en suspension décantables et des matières organiques fermentescibles que peuvent provoquer deux conséquences:

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• la formation de dépôt pouvant nuire à l'écoulement il convient alors d'empêcher ces dépôts en assurant des vitesses d'écoulement suffisantes • les fermentations génératrices de nuisances (odeurs, et altérations de la qualité de l'eau ..) il convient dans ce cas de les limiter en assurant l'aération du réseau ce qui suppose pour le moins un écoulement à surface libre. Les fermentations si elles ne sont pas évitées, peuvent conduiront à la formation d'hydrogène sulfuré, avec dégagement d'odeurs, puis lors du retour à un écoulement ( aéré), l'oxydation biologique de l'hydrogène sulfuré en ions sulfates peut s'accompagner de phénomènes de corrosions des parois des canalisations. D'autre part, ces fermentations anaérobies s'accompagnent d'une altération de la qualité de l'eau qui rend difficiles les opérations de traitement biologique qui est généralement effectué en aérobie.. En égout visitable, des fermentations de même nature peuvent présenter des risques au personnel d'exploitation du réseau, voire au riverains, soit par le dégagement de méthane (formation possible avec l'air de mélange détonnant), soit d'émanation d'hydrogène sulfuré (atmosphère toxique). Les eaux usées d'origine exclusivement domestique se composent: • des eaux vannes en provenance des W-C • des eaux ménagères: de cuisine, de toilette de lessive... La composition des eaux usées est très hétérogène. Les facteurs associés au mode de vie, aux habitudes culinaires expliquent l’importante dispersion des résultats. I.4.2.1 Aspects quantitatifs D’une manière générale on peut considérer que dans les agglomérations tunisiennes la consommation spécifique e eau potable se situe entre 50 et 100l/j / habitant. Elle est plutôt faible dans les agglomérations rurales et plus forte dans les agglomérations urbaines. La valeur maximale de 100l /j/ habitant est souvent prise comme référence dans les calculs de dimensionnement des réseaux d’assainissement collectifs tunisiens à l’horizon 2010. Bien que les volumes soient plus faibles la plus part du temps, cette valeur assure une bonne marge de sécurité. Les quantités d ’eau domestique consommées par usage et par jour sont données dans le tableau (1):

Consommation spécifique l/hab/j

eaux vannes 15-30

cuisine 12-25

salle de bain 12-25

lessive 10-20

total 50-100

Tableau (1): Répartition de la consommation spécifique de l’eau domestique Les régimes hydrauliques des écoulements en assainissement individuels se caractérisent par des pointes brutales et élevées avec des variations importantes des consommations journalières figures (2), Gougoussis (1982). Les débits de pointe peuvent atteindre 1,5 l/s ce qui correspond au débit de vidange des équipements sanitaires tel que baignoires ou WC. La consommation d’eau ménagère est d’autant plus importante que le niveau de vie et le confort sanitaire sont élevés. Ceci se traduit par une modification considérable de la composition des eaux usées domestiques. Quand la consommation d’eau est faible les eaux vannes constituent une part importante de la pollution des eaux usées domestiques cependant pour des consommations plus élevées les eaux ménagères constituent une part considérable de la charge polluante. I.4.2.2 Aspects qualitatifs Les valeurs de la charge polluante spécifique par usager et par jour retenues pour le dimensionnement des unités d’épuration des eaux usées urbaines tunisiennes et exprimées en grammes de DBO5 et MES se situent dans les fourchettes suivantes: 30-40 g/j/hab DBO5 MES 40-50 g/j/hab D’après l’ensemble de la bibliographie, les charges polluantes pour les différents usages domestiques peuvent être évalués selon le tableau (2): Eaux vannes Cuisine salle de bain lessive total DBO5 g/j/hab 12-15 10-12 2-4 6-8 30-40 DCO g/j/hab 25-30 20-25 4-10 10-20 60-85 MES g/j/hab 15-20 12-15 40-50 ≅10 ≅5 Azote total g/j/hab 4-6 0,5 6-8 ≅0,5 ≅1 phosphore total g/j/hab 0,5 0,5 1-2 2-3 ≅

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Tableau (2): Charges polluantes des différents usages domestiques de l’eau. Une des caractéristiques de la composition des eaux vannes est leur teneur élevée en nutrients. L’azote en provenance des urines constitue la source principale de l’azote contenu dans les rejets domestiques. Cette étude conduit à établir la composition, en terme de concentration, de l’effluent moyen toutes eaux sortant de l’habitation individuelle tableau (3). Les concentrations sont calculées sur la base d’une consommation spécifique moyenne de 75 l/hab/j. Elles sont comparées à des valeurs mesurées aux états unis Watson (1967) et françaises Rambaud(1977), Gougoussis (1982).

DBO5 mg/l DCO mg/l MES mg/l Azote total mg/l Phosphore totale mg/l Graisses mg/l

gamme de valeurs proposées 400-533 800-1133 533-667 80-107 26-40

gamme de valeurs françaises 396-621 801-1300 345-367 93-124 27 167

gamme de valeurs américaines 325-475 550-900 250-450 55-125 55-65 49-114

Tableau (3): Concentration en polluants de l’effluent domestique toutes eaux On remarque qu’en terme de concentration les valeurs que nous avons établies sont de même ordre de grandeur que les concentrations des eaux mesurées en France et aux Etats Unis. Ceci peut se justifier par le fait que l’augmentation des rejets de pollution relative du niveau de la consommation dans des pays plus développés que la Tunisie est compensée par l’augmentation de la consommation de l’eau si bien qu’en terme de concentration ou retrouve des intervalles qui se chevauchent. On peut cependant remarquer que la concentration en matière en suspension est plus importante dans notre pays. Ceci est du aux conditions atmosphériques, climatiques et aux données urbanistiques locales. Les eaux usées contiennent de très nombreux micro-organismes. Les germes pathogènes susceptibles d'être rencontrés dans les eaux usées sont essentiellement. • des virus (virus de l’hépatite A etc...) • des bactéries (salmonelles responsable des fièvres typhoïdes, dysenteries...) • des protozoaires (kystes d’amibes ...) • des oeufs de vus parasites intestinaux • plus rarement des champignons Les données concernant la composition microbiologie des eaux usées domestiques en France Cheval (1984) et en Tunisie Trad et Alouini (1988), sont récapitulées dans le tableau (4): Cheval (1984) Coliformes totaux N/100ml Coliformes fécaux N/100ml Streptocoques fécaux N/100ml

Trad et Alouini (1989) valeurs moyennes urbaines 8.5 106 - 3.5 108 1.5 105 - 2.4 105

106 - 108 105 - 107 104 - 106

Tableau (4): Charge bactériologique des eaux usées domestiques L’examen des données typologiques des eaux usées domestiques amène quelques remarques: • les 2/3 du volume total moyen sont apportées par les eaux ménagères. • les eaux vannes ne sont pas les seules à être polluées. • le rapport DCO/DBO5 est aux alentours de 2,0 aussi bien pour les eaux domestiques que pour les eaux vannes. Ce qui témoigne d’une bonne biodégradabilité des deux types d’eau L’étude typologique des eaux usées domestiques montre que la pollution apportée par les eaux ménagères est au moins aussi importante que celle apportée par les eaux vannes. Il faut donc porter une égale attention au traitement et à évacuation des eaux ménagères qu’à ceux des eaux vannes.

I.4.3. Eaux usées industrielles Les quantités et qualités des eaux en provenance des entreprises industrielles sont extrêmement variées et dépendent des industries dont elles proviennent. Du point de vue de l'assainissement les industries peuvent se repartir en deux catégories:

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• les industries chimiques métallurgiques, minières, gazifières, des acides etc. qui produisent généralement des effluents non fermentescibles, justiciables de traitements physique, ou physicochimique destinés à réduire leurs teneurs en matières en suspension et à éliminer certains produits toxiques ou nuisibles à des titres divers • les industries du papier et de la cellulose, des cuirs et peaux, du textile et les industries alimentaires etc. qui produisent habituellement des effluents fermentescibles biodégradables donc justiciables d'un traitement biologique à la suite d'une pré-épuration par des procèdes physiques ou physico-chimiques. Les rejets hydriques industriels peuvent être toxiques, agressives, ou non biodégradables. Ils peuvent représenter pour le milieu récepteur ou pour les équipements de dépollution urbains une charge trop importante pour qu'on puisse l'accepter sans préalable traitement. On est souvent amené, pour l'eau industrielle à imposer en prétraitement compatible avec d'une part la qualité de l'effluent et les normes d'admission dans le réseau ou la station d'épuration. Le prétraitement auquel sera subordonnée l'admission de l'effluent pourra être réalisé pour tout ou partie à l'intérieur de chaque établissement producteur ou sur es installations communes. En effet on a intérêt autant que faire se peut à centraliser le traitement dans une station commune dont l'exploitation sera à la fois mieux surveillée et plus économique. Il conviendra que les eaux de différentes natures soient bien séparées à l'intérieur de établissement industriel tant pour faciliter le pré-traitement éventuel que pour séparer les rejets dans le cas de système saperait. Les eaux de refroidissement, de purge et quelquefois de lavage moyennant certaines précautions pourront se déverser dans le réseau pluvial ou le milieu naturel. Les différentes possibilités techniques offertes sont: figure (3) • l’épuration des eaux à un degré tel que le rejet dans le milieu récepteur devient possible • le traitement partiel des rejets (pré-traitement) pour adapter sa qualité aux normes de rejet dans le réseau • le traitement et le recyclage de ces eaux.

INDUSTRIE OUI RECYCLAGE ? NON REJET DANS LE MILIEU RECEPTEUR ?

OUI M I L I E U X

NON NON

REJET DANS LE RESEAU ?

STATION DE TRAITEMENT OU DE É

OUI

VILLE

RESEAU D’ASSAINISSEMENT URBAIN

R E C E

STATION D’EPURATION

P T E

Figure (3) : Conditions d’escamotage des eaux usées industrielles

I.4.4 Les eaux pluviales On considère souvent que les eaux pluviales sont des eaux moins chargées que les eaux usées et leurs acceptations directe dans les milieux récepteur ne pose généralement pas de problèmes, mais on se rend compte depuis un vingtaine d'année que la charge polluante des eaux pluviales peut être considérable et peut provoquer des nuisances réelles. Afin de caractériser la pollution des eaux pluviales, les indicateurs globaux traditionnellement employés pour la mesure de la pollution des eaux résiduaires sont également employées pour la pollution des eaux

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pluviales. Ceci permet d’une part de les comparer et d’autre part de mesurer facilement leur impact sur l’environnement. I.4.4.1 Origines de la pollution des eaux pluviales: Les eaux pluviales urbaines peuvent faire l’objet de pollution fort diverses. Les origines de ces pollutions peuvent être regroupées en trois sources principales: • les pollution atmosphérique et se conséquences • la pollution liées aux surfaces non urbanisées • la pollution en provenances des surfaces imperméabilisées. I.4.4.2 Pollution atmosphérique: La pluie, par lessivage de l’atmosphère entraîne les éléments qu’il est susceptible de contenir. Ces éléments peuvent se trouver sous forme dissoute ou solide. Il peut se produire également des combinaisons physico-chimiques. Les produits contenus dans l’atmosphère peuvent provenir des activités de la région notamment les activités industrielles mais peuvent également être transportés sur de longues distances par la circulation atmosphérique. Les retombées engendrent dans ce cas une pollution du ruissellement indépendante des émissions locales. Les mesures les plus récentes conduisent à penser que l’influence du lessivage de l’atmosphère sur la pollution globale du ruissellement reste, en dehors de quelques cas particuliers, faible en comparaison avec la pollution qui provient de la surface du bassin. I.4.4.3 Pollution liées aux surfaces non urbanisées: Quand le bassin est soumis à un ruissellement extérieur en provenance de bassins non urbanisés. La pollution est essentiellement due au phénomène d’érosion et au cycle naturel de la végétation. On peut trouver également de la matière organique ou des nutrients résultants des pratiques culturales ou d'élevage dans la région. I.4.4.4 Pollution en provenances des surfaces imperméabilisées: Celles ci servent de support aux principales sources de pollution du ruissellement pluvial. Les éléments ont diverses origines: • retombées atmosphériques • revêtement des surfaces: asphaltes, ciments, peintures etc.. • végétations: feuilles, pollens, engrais, pesticides etc.. • trafic urbain: résidus de combustion, fuites, garnitures de freins, pneumatiques etc.. • déchets divers provenant des secteurs industriels et commerciaux de zones de construction etc.. Il est important de noter que l’ensemble des activités de la ville a un impact important sur la qualité du ruissellement. C’est ainsi que dans le cas d’agglomérations industrielles les produits et déchets de natures chimiques les plus diverses peuvent être soumis à des lessivages et de entraînements par les eaux de ruissellement. L’ampleur de ces phénomènes dépend des mesures de prévention et de protection prises au préalable. D’autre part la qualité des eaux pluviales est affectée par les pratiques locales tel que la fréquence du nettoyage des rues, du mode d’assainissement ainsi que des pratiques communales locales (pulvérisation des insecticides, des produits de déverglage etc.. Par ailleurs, si l’on considère que les eaux pluviales sont toutes celles qui, par temps de pluie, rejoignent le milieu récepteur sans transiter par la station d’épuration, il est impossible de se limiter à la pollution strictement pluviale qu’on vient de présenter. On doit en plus tenir compte des surverses des réseaux unitaires, des branchements défectueux des réseaux séparatifs des remises en suspension des dépôts etc.. L’expérience mondiale en matière de pollution des eaux pluviales montre que la pollution rejetée est en général élevée. Sur la base de temps annuel, les eaux pluviales présentent des charges en MES comparables à celles des eaux usées, des charges de l’ordre de 30 à 60 % de celles des eaux usées pour la DCO et de 10 à 30 % pour la DBO. A l'échelle de l’averse les rapports sont totalement inversés, Les charges des eaux pluviales pouvant être de 10 à 20 fois plus élevés que celles des eaux usées pour les MES, de 2 à 5 fois pour la DCO. Elles peuvent donc entraîner des effets de choc sur le milieu récepteur. Ainsi a-t-on pu noter des concentrations moyennes en MES de 400 à 500 mg/l avec des maxima de plusieurs grammes par litre. De même a-t-on mesuré de la concentration moyenne de DCO de 50 à 350 mg/l avec des maxima excédent 1500 à 2000 mg/l . On peut également citer des valeurs moyennes de DBO5 de 20 à 100 mg/l avec des maxima de 500 mg/l. Dans le tableau (5) on présente quelques résultats d'une compagne de mesure de la qualité des eaux pluviales menée en France. Indicateurs Bassin MAUREPAS

C M

MES mg/l 190 940

DCO mg/l 77 380

DBO5 mg/l 12 55

18

NTK mg/l 3.3 16

P mg/l 0.82 4.1

Pb mg/l 0.085 0.41

LES NORD AIX ZUP

ULIS

VELIZY NICE. Barron de Berre Concentrations admissibles

C M C M C M C M

440 1100 300 630 190 400 130 540 20 (a)

190 460 200 430 90 190 120 530 120 (a)

34 85 38 75 17 36 28

6.1 17 5.4 12 3.8 8.0

1.8 4.9 1.2 2.6

0.12 1.3 0.16 0.35 0.47 1.0

40 (a)

15 (a)

1 (a)

0.05 (b)

(a): normes de rejet des station d’épuration (b): qualité requise des eaux superficielles destinées à la production d’eau alimentaire Tableau (5): Concentrations moyennes (C; mg/l) et charges spécifiques annuelles (M; kg/ha/an) des eaux pluviales

I.5 LES SYSTEMES D'ASSAINISSEMENT Les caractéristiques des eaux à évacuer (eaux usées domestique et industrielle et les eaux pluviales) présentent des aspects qualitatifs et quantitatifs très différents de sorte que différents systèmes d'évacuation séparant ou non ces eaux sont techniquement envisageables. Il existe fondamentalement deux systèmes d'assainissement de base: Le système unitaire et le système séparatif. Des systèmes hybrides dérivant des système de base sont aussi utilisés: Le système pseudoséparatif et le système composite

I.5.1 Système séparatif Il consiste à réserver un réseau à l'évacuation des eaux usées domestiques et sous certaines réserves, de certains effluents industriels alors que l'évacuation des eaux pluviales est assurée par un autre réseau indépendant. Les canalisations des eaux pluviales sont généralement groupées par réseaux partiels orientés selon les plus grandes pentes, se raccordant au plus prés au milieu récepteur et ne remontant pas dans toutes les voies en amont ou le ruissellement peut s'opérer en surface par les caniveaux

I.5.2 Système unitaire Dans le système unitaire l'évacuation de l'ensemble des eaux usées et pluviales est assurée par un seul réseau. Cependant, les stations épuration ne peuvent ordinairement recevoir comme débit de pointe, lorsqu'elles ne comportent pas de bassins d'orage, que le double ou le triple, exceptionnellement et pour des courtes durées, le quadruple du débit moyen de temps sec. Au delà de cette marge l'importance des installations nécessaires deviendrait prohibitive et la conduite de épuration aléatoire. Il sera donc généralement inutile de faire transiter jusqu'en aval de agglomération des débits d'orage destinés à être finalement déversés à la rivière sans épuration préalable on sera donc amené à limiter les dimensions du collecteurs général on mettant en place des déversoirs d'orage sur son parcours de manière a ne retenir à la hauteur de chacun d'eux qu'une même proportion du débit total d'amont Le vrai problème à cet égard est celui de la dilution qui devrait faire intervenir la charge de l'effluent et le pouvoir auto-épurateur du milieu récepteur dans les conditions les plus défavorables. Si compte tenu de ces éléments et des objectifs de qualité fixés le milieu naturel des décharges aussi fréquentes sont jugées importunes à la traversée des zones d'habitation il faudrait accroître au prix d'une dépense supplémentaire de premier établissement la fraction du débit de fréquence retenue jusqu'en aval de agglomération . On doit rappeler également que l'installation d'un bassin d'orage à l'amont de la station épuration est une pratique souvent recommandable un tel bassin répond à deux objectifs: • il sert de bassin de bassin de décantation complémentaire avec rejet des eaux dans le milieu naturel • il permet d'étaler dans le temps le traitement des eaux d'orage les plus chargées On appelle communément système mixte un réseau constitué suivant les zones en partie en système unitaire et en partie en système séparatif.

I.5.3 Système pseudo-Séparatif L'usage a prévalu de designer sous ce vocale des réseaux séparatif ou le réseau des eaux usées peut recevoir certaines eaux pluviales provenant de propriétés riveraines.

I.5.4 Système composite C'est une variante du système saperait qui prévoit, grâce à divers aménagements une dérivation partielle des eaux les plus polluées du réseau pluvial (premières averses), vers le réseau d'eaux usées en vue de leur traitement. On dispose à cet effet des ouvrages spéciaux appelés intercepteurs qui permettent de

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récupérer en même temps que les eaux usées les faibles débits des eaux pluviales (généralement la partie le plus polluée).

I.5.5 comparaison technico-économique des systèmes de base D'une façon générale le système unitaire présente les avantages suivants: • il nécessite en général des investissements plus faibles que le système saperait puisque les écoulements des eaux pluviales et usées se font dans la même canalisation. • il s'accommode d'une place plus réduite dans le profil transversal de la rue ceci est une chose très importante pour le cas des agglomérations denses à rues étroites. • il nécessite moins de travaux d'entretien que les réseaux séparatif: les nettoyage des réseau sont naturellement réalises par les flots des eaux pluviales Le système séparatif présente quant à lui les avantages suivants par rapport au système unitaire: • il évite en principe tout rejet direct d'eau usée dans le milieu naturel • il réalise des économies sur les coûts du pompage et du traitement des eaux: Les stations de pompage et d'épuration sont calculées pour les débits des eaux usées uniquement • il s'adapte mieux aux extensions et aux travaux en phases. • il permet d'exploiter au mieux le ruissellement superficiel Les conduites des eaux pluviales peuvent être enfouies à des profondeurs plus faibles que le réseau des eaux usées.

I.5.6 Critères de choix du système d'assainissement Plusieurs critères peuvent intervenir dans le choix du système d'assainissement: nature de l'habitat et de sa densité, la topographie du terrain, l'importance du milieu récepteur, l'objectif de qualité, fonctionnement de la station d'épuration, encombrement du sous sol... Si la population est dense et les dénivellations assez marquées pour qu'une évacuation gravitaire apparaisse possible avec les pentes minima exigées des égouts en unitaire ce système se recommandera généralement par sa simplicité de conception. Par contre le système saperait se recommande dans tout les cas suivants: • la population étant dispersée le ruissellement peut être évacué par voie superficielle dans une large mesure • l'équipement saperait permet d'éviter les recours à des poste de pompage car les eaux usées s'accommodent de pentes nettement plus faibles que les réseaux unitaires. Quand le relèvement des eaux usées reste inévitable en tout état de cause les eaux de ruissellement peuvent être rejetées gravitairement dans le milieu récepteur • le cours d'eau (milieu récepteur) desservant l'agglomération est d'une importance si réduite que sa pollution par les déversoirs d'orage en unitaire risque d'être inadmissible. • l'utilisation de écoulement naturel dans les caniveaux ou superficiel sur les voies de circulation est possible. Lorsque ces caractères, en particulier ceux qui ont trait à la densité de la population et au relief ne s'appliquent qu'à certaines parties de l'agglomération considérée dans son ensemble, on est amené a envisager l'équipement en système mixte, l'unitaire valant pour les quartiers centraux, le séparatif pour les zones périphériques il est de même lorsqu'il s'agit de rattacher des localités de banlieue à la ville principale.

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II. CALCUL DES DEBITS DES EAUX USEES ET DES EAUX PLUVIALES II.1. CALCUL DES DEBITS DES EAUX USEES II.1.1 Introduction Les débits des eaux usées à considérer dans l'étude des réseaux d'assainissement correspondent essentiellement: • aux pointes d'avenir qui conditionnent la détermination des sections des canalisations et ouvrages en système séparatif et dans une certaine mesure celles des émissaires en système unitaire dans le cas où le débit d'eau usée est appréciable par rapport au débit des eaux pluviales. • aux débits minimaux actuels qui permettent d'apprécier les conditions de fonctionnement des réseaux et ouvrages. L'objectif est d'assurer des conditions minimales d'écoulement permettant de prévenir les réseaux contre les dépôts qui peuvent se produire dans le cas où le débit est faible. L'évaluation des quantités des eaux usées à évacuer dans un réseau d'assainissement doit donc se baser sur étude de l'état actuel de l'agglomération qui sert de référence pour les projections prospectives nécessaires à l'élaboration du projet pour l'horizon défini. C'est ainsi qu'on doit procéder à la collecte d'informations concernant : • la population antérieure et actuelle • l'importance et le mode d'occupation des sols à différentes périodes • l'état actuel et passé de la consommation des eaux pour les différents usages: domestique, collectif et industriel, touristique ... • la modulation saisonnière journalière et horaire de la consommation Ces informations doivent permettre de préciser les tendances d'évolution de l'agglomération, de la population, de la consommation, des activités... qui séviront comme base à une projection future qui a pour objectifs l'étude de: • l'évolution de la population de l'agglomération à l'horizon de l'étude. • le développement prévisible de l'agglomération, les tendances et cadences de remplissage des zones. • l'évolution de la consommation spécifique moyenne pour l'usage domestique et collectif • l'évolution prévisible des débits des zones industrielles compte tenu des programmes d'équipement.

II.1.2 Débits des eaux usées domestiques II.1.2.1 Méthode d'évaluation des débits moyens: D'une manière générale, il s'agit d'apprécier, à partir des données relatives au mode d'occupation du sol dans l'agglomération et à la consommation en eau potable à un horizon fixé, le débit qui parviendra au réseau d'assainissement. Les données relatives à la consommation en eau potable sont en général établies sur la base de comptages par les services responsables de la distribution. Dans le cas où ce genre de données ne sont pas disponibles, il convient de les estimer en extrapolant les résultats obtenus pour des agglomérations comparables. L'eau consommée par l'usage domestique ne parvient pas en totalité au réseau: (arrosage des jardins lavage de voitures...) Soit M la consommation spécifique en eaux potable pour l’usage domestique donné en l/hab/j, le rejet spécifique des eaux usée N se calcule en appliquant un coefficient α inférieur à l'unité qui représente le rapport entre la quantité d'eau rejetée dans le réseau et la quantité d'eau consommée:

N = αM α est en général compris entre 0.7 et 0.8 Pour un mode donné d'occupation du sol où la densité de la population est désignée par P, on définit le débit spécifique des eaux usées qui représente le débit moyen des eaux usées en provenance d'un hectare de ce type d'occupation du sol. q=

PN 86400

l / s / ha

Le débit moyen se trouve directement en multipliant le débit spécifique par la surface drainée:

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Q = qS

l/s

Il s'agit en pratique de découper l'agglomération en zones où l'occupation du sol et la consommation spécifique peuvent être considérés comme homogènes. Dans le cas où plusieurs types de zones contribuent au débit en un point du réseau, ce dernier se calcule par:

Q = ∑ qi Si

l/s

i

II.1.2.2 Débits de pointe A l'échelle de l'année, la consommation et le rejet des eaux sont sujets à des variations saisonnières qui se traduisent globalement par l'apparition d'un débit journalier maximum. Dans la mesure où on peut admettre que la pointe de rejet suit celle de la consommation, on peut définir un coefficient de pointe journalière qui représente le rapport du débit journalier maximum par le débit moyen établi à l'échelle annuelle: kpj est le coefficient de pointe journalière qui peut être assimilé à celui de la Q pj = k pj Qm consommation. Ce dernier peut être déterminé à partir de comptages. Il varie en général dans l'intervalle de 1.5 à 2. A l'échelle de la journée, la variation des débits est aussi liée à la modulation de la consommation. Les plus faibles débits sont observés entre 0h et 6h alors que les maximums sont observés durant la journée notamment durant les heures matinales et en début de soirée. L'importance de la pointe horaire est largement influencée par le mode de vie des habitants lié en grande partie aux activités prépondérantes dans l'agglomération. L’instruction technique française relative à l'assainissement des agglomérations françaises propose la relation :

k ph = 1.5 +

2.5 où Qm est le débit moyen en l/s Qm

Il est d'autre part observé que le développement plus ou moins important du réseau a un impact déterminant sur le niveau des débits de pointe horaire. Il est en effet remarquable que le temps d'écoulement associé au parcours des eaux dans le réseaux provoque un étalement dans le temps des apports et se traduit par un laminage des pointes si bien que les villes d'une certaine importance présentent à l'exutoire des variation horaires de débits plus faibles qu'en tête de réseau ou à l'exutoire de petites agglomérations. Dans les grandes métropoles Paris, New York ... ces variations sont quasiment non perceptibles à l'aval des réseaux. Pour ces raisons, les corrélations établies pour le calcul des coefficients de pointe horaire (rapport entre le débit de pointe horaire et le débit de la journée considérée) mettent en jeu des paramètres qui indiquent l'importance de l'agglomération.

II.1.3 DEBIT DES EAUX USEES INDUSTRIELLES Les eaux usées industrielles ne sont pas systématiquement acceptées dans le réseau public d'assainissement, le raccordement des industries reste en effet tributaire de la conformité de la qualité des eaux résiduaires aux normes de rejet dans le réseau. Les industries qui présentent des rejets non conformes doivent trouver des solutions propres de traitement préalable des eaux permettant leur éventuel recyclage ou leur évacuation directe vers le milieu naturel ou vers le réseau d'assainissement. Dans le cas où le rejet d'eau industrielle dans le réseau d'assainissement est toléré, l'influence ces rejet sur le fonctionnement du réseau et éventuellement sur la station d'épuration est à étudier de très près, les pointes de ces rejets ne coïncidant pas nécessairement avec celles des rejets domestiques. D'autre part, certains effluents industriels présentent des paramètres de qualité tel que leur rejet direct dans le milieu naturel peut être toléré sans qu'il soit nécessaire de les épurer. L'évacuation de ces eaux par le réseau des eaux pluviales peut, dans certaines conditions, être envisagée. Lors de l'évaluation des débits des eaux usées industrielles on distinguera: • les industries existantes dont l'évaluation des débits s'effectue directement en se basant sur l'étude des procédés de fabrication et de leur production en eaux. Des mesures in situ pourraient être envisagées à cet effet. • les industries projetées dans des zones industrielles prévues à cet effet. De telles zones doivent dans la plus part des cas, être cédées entièrement équipées en matière de viabilité. Elles doivent donc comporter une infrastructure de desserte. Les concepteurs sont par conséquent amenés à étudier les

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différents réseaux, dont le réseau d'assainissement avant de connaître les services qui lui seront demandés. II.1.3.2 Industries existantes L'évaluation des quantités des eaux usées en provenance des industries existantes se base sur l'étude de la chaîne de production. Cette étude doit permettre de repérer les sources d'eau usée. Les quantités et qualités des eaux récupérées aux différents niveaux de la chaîne de production doivent, dans certain cas, justifier une collecte séparée des eaux résiduaires. Les eaux usées dont la qualité est conforme au normes de rejet dans le milieu récepteur ou dans le réseau d'assainissement peuvent être déversées directement. Pour le reste un traitement approprié doit être envisagé avant leur évacuation. La production des eaux usées dans les industries peut être associée à la quantité de produits fabriqués. On peut ainsi définir des volumes spécifiques d'eau usée produits par unité de produit fabriqué. La détermination des quantités journalières moyennes et de pointe des eaux usées peut alors être calculée en considérant les capacités journalières moyennes et de pointe de production de l'usine. Ces débits sont à associer au nombre d'heures de travail par jour. Quelque soit le débit moyen journalier, l'évacuation des eaux n'est pas toujours uniforme durant les heures de travail. La modulation horaire du débit dépend du mode de fonctionnement de la chaîne de production. Certains déversements sont effectués d'une manière intermittente provoquant l'apparition de pointes de débit qu'il convient d'évaluer. On soulignera l'opportunité de procéder à des mesures in situe. Ces dernières peuvent contribuer à la caractérisation de l'effluent résiduaire industriel: quantité et qualité ainsi que leur modulation journalière et horaire. L'extrapolation des résultats obtenus pour une industrie existante peut être envisagée pour l'estimation des quantités des eaux usées ainsi que de leur charge polluantes dans le cas où une extension de l'usine est prévue. II.1.3.3 Industries projetées Pour les zones industrielles projetées l'implantation des infrastructures notamment les réseaux d'assainissement, précèdent l'implantation des industries. Lorsque les lotissements industriels sont affectés à des industries qu'il s'agit de transférer l'évaluation des débits peut alors être déterminée d'une manière analogue que celle utilisée pour les industries existantes en se basant sur les données des usines à transférer. Dans le cas contraires l'estimation suppose donc de recourir à des moyennes spécifiques associées à des probabilités de satisfaction. L'objectif est de rechercher un compromis permettant d'une part des de satisfaire avec certitude à l'ensemble de la demande et d'autre part de limiter les investissements afin d'obtenir cette satisfaction au niveau de prix le plus faible. Une étude statistique portant sur une centaine de zones industrielles françaises et rapportée par l'instruction technique relative à l'assainissement des agglomérations a montré par exemple que le débit spécifique d'eau consommée par une zone industrielle a une chance sur deux (probabilité de 50%) de dépasser la valeur de 40 m3/ha/j. Par contre, les collecteurs calculés pour la valeur de 100 m3/ha/j ne s'avèrent insuffisants que dans un cas sur quatre. Le reste des résultats de cette enquête sont récapitulés dans le tableau (1): Débit moyen m3/ha/j

spécifique 15

Probabilité de satisfaction

25%

40

100

225

500

50%

75%

90%

97.5%

Tableau (1): Probabilité de satisfaction des zone industrielles Certaines informations sur les activités économiques de la région peuvent être utiles pour prévoir le type d'industries susceptibles de s'implanter dans la zone et de mieux cerner le niveau de consommation qu'on peut adopter. Notons à cet effet qu'une étude de consommation d'eau prélevée sur le réseau public a permis de dégager trois catégories: • les zones d'entrepôt ou de haute technicité avec des moyennes de 10 à 12 m3/ha/j • les zones d'emplois, petites industries et ateliers avec des moyennes de 20 à 25 m3/ha/j • les zones d'industries moyennes où les valeurs peuvent varier entre 50 et 150 m3/ha/j Il est à noter que les pointes de rejet des eaux usées industrielles ne suivent pas forcément celles des eaux usées domestiques elles ne peuvent donc pas être calculées par la même formulation. Il apparaît que

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le rapport du débit de pointe horaire sur le débit moyen horaire calculé sur le nombre d'heures de travail peut être compris entre les valeurs de 2 et 3.

II.1.4. Autres apports Des quantités d'eaux usées peuvent provenir d'autres usages tel que les zone touristiques et les équipements collectifs: administrations, écoles, hôpital ... En ce qui concerne les zones touristiques l'évaluation des quantités des eaux usées produites peut être effectuée sur la base de la consommation spécifique par lit d'hôtel ou de résidence de vacances. La variation saisonnière peut être très importante, elle dépend du taux de remplissage des hôtels. La modulation saisonnière peut être reliée à la celle de la fréquentation de la zone qui représente un paramètre mesurable. La variation horaire des débits peut être estimée à l'aide de mesures in situe. Dans le cas de zones touristiques projetées, les quantités des eaux usées produites ainsi que leurs modulations saisonnière et horaire peuvent être estimées sur la base d'informations recueillies dans des zones touristiques présentant les mêmes vocations. Pour les eaux en provenance d'équipements collectifs, il convient de considérer les équipements diffus dans le tissus urbains: cafés, restaurants, commerces ... et les équipements d'une certaine importance et qui se présentent en une entité à part; hôpitaux, lycées écoles abattoirs... Pour les premiers, on tiendra compte des apports en introduisant une consommation spécifique supplémentaire à la consommation spécifique domestique. Pour les seconds il convient de procéder à une évaluation distincte des débits. Celle ci pourra être effectuée sur la base de consommations spécifiques moyennes: • écoles, lycées: consommation spécifique par élève et par jour • hôpitaux: consommation spécifique par lit et par jour • abattoirs: consommation spécifique par tête d'animal abattu...

II.2 METHODES DE CALCUL DES DEBITS DE POINTE DES EAUX PLUVIALES URBAINES II.2.1 Introduction Le développement de l'urbanisation et les implications budgétaires relatives à la réalisation des réseaux d'assainissement ont conduit les chercheurs et ingénieurs, au début du siècle, à élaborer des formules de calcul des débits de pointe des eaux pluviales à l'exutoire d'un bassin versant urbain. La première approche de détermination de ces formules repose sur l'exploitation des données observées, souvent très réduites qui a donné lieu à un très grand nombre de formules empiriques qui, pour la plupart, n'ont reçu que des applications très limitées. Les vérifications des formules empiriques, hors de leur domaine expérimental d'élaboration, ont conduit à mettre rapidement en évidence leur caractère arbitraire et leurs limitations d'emploi justifiant par ailleurs leur prolifération. Ceci a amené les chercheurs à élaborer une deuxième approche qui consiste à l'adoption de théories générales simplifiées des phénomènes hydrologiques. Ceci a donné naissance aux formules dites rationnelles auxquelles appartient en particulier la formule de Caquot. Ces formules procèdent toutes à la même analyse des phénomènes et aboutissent à une même sélection des facteurs prépondérants dans le ruissellement urbain.

II.2.2 Formule rationnelle La formule rationnelle est apparue à la moitié du siècle dernier au Etats-Unis (1851). Elle est encore très largement utilisée dans les pays anglo-saxons, scandinaves et dans les pays de l'Est. Sous sa forme initiale la formule rationnelle s'écrit :

Qp(T) = C i (tc , T) A Elle donne le débit de pointe Qp(T) de la période de retour T, à l'exutoire d'un bassin versant de surface A, de coefficient de ruissellement C sous une averse de durée égale au "temps de concentration du bassin" tc et d'intensité moyenne i (tc , T) de période de retour T. Le concept de temps de concentration est à la base de cette méthode. Il est défini comme le temps mis par les gouttes de pluie les plus hydrauliquement éloignées pour arriver à l'exutoire du bassin. La méthode est fondée sur les hypothèses suivantes: • le débit maximum n’apparaît que lorsque l'averse a une durée au moins égale au temps de concentration. Ce qui suppose que le débit de pointe n'est observé à l'exutoire que si la totalité du bassin contribue à sa formation.

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• le débit de pointe est proportionnel à l'intensité moyenne de l'averse au cours du temps de concentration. • le débit de pointe a la même période de retour que l'intensité qui le provoque. Ceci suppose que le coefficient de ruissellement C, qui opère le passage de la pluie brute à la pluie nette en intégrant toutes les pertes sur la pluie brute, est constant. II.2.2.1 Estimation des variables de la formule a) Surface du bassin : L'aire drainée A est la seule variable de définition très simple : C'est la surface à l'amont d'un point de calcul du réseau elle est déterminée en identifiant les lignes de crête et de talweg et en délimitant le bassin d'apport par le traçage des lignes de partage des eaux. b) Coefficient de ruissellement : Le coefficient de ruissellement est délicat à définir, toute erreur sur ce coefficient conduit à une erreur de même ordre sur le débit. Dans la grande majorité des cas il est défini de façon statistique à partir d'une analyse plus ou moins subjective de l'occupation des sols. Pour les applications pratiques certains pays (Suède, Russie, USA) proposent des échantillons de valeurs types pour diverses surfaces et divers types d'urbanisation. Pour un bassin versant présentant différents modes d'occupation des sols, le coefficient de ruissellement est défini comme la moyenne des coefficients pondérée par les surfaces relatives à chaque mode. Afin d'éliminer le caractère parfois subjectif lié à la détermination du coefficient de ruissellement certaines réglementations de l'assainissement (grande Bretagne, R.F.A.) le relient au pourcentage de surface imperméable : ainsi en Grande Bretagne le coefficient de ruissellement est identifié à la fraction des surfaces imperméables directement raccordées au réseau d'évacuation. En R.F.A., le coefficient de ruissellement est relié au pourcentage de surface imperméables, à l'intensité de la pluie et à la pente moyenne ; ce qui permet de prendre en compte l'amortissement de la pluie dans le processus de ruissellement superficiel. c) Intensité de la pluie : L'intensité de la pluie i (tc , T) est l'intensité moyenne maximale enregistrée sur une durée égale au temps de concentration du bassin. Elle peut être obtenue à partir des classiques courbes "intensité-durée-fréquence" déduites de l'analyse statistique des averses. Plusieurs expressions analytiques de ces courbes ont été proposées. Une des plus utilisées est l'expression connue sous le nom de loi de Montana:

i (t,T) = a(T) t b(T)

a et b sont des paramètres d'ajustement, constants pour une période de retour donnée. D'autres relations peuvent être utilisées : Formule de Talbot:

i (t , T ) =

a (T ) t + b(T )

Ou des formules plus générales du type:

i (t , T ) =

a (T ) (t + b(T )) n

d) Temps de Concentration: La formule rationnelle repose sur le concept fondamental du temps de concentration. Ce dernier est sans nul doute difficile à estimer. Plusieurs formules empiriques intégrant généralement les caractéristiques physiques des bassins sont proposées pour les bassins ruraux. Pour les bassins urbains, la plus part des réglementations de l’assainissement, utilisant la formule rationnelle, adoptent une méthode plus exacte en décomposant le temps de concentration en deux parties (Grande Bretagne, RFA, USA) :

tc = t s + te

ts est le temps de ruissellement superficiel jusqu'à une entrée dans le réseau et te est le temps d'écoulement dans le réseau.

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Le temps ts est généralement évalué forfaitairement mais peut varier dans des proportions importantes en fonction des pratiques locales de drainage, des modes d'urbanisation etc... Ainsi est-il de 2 à 4 minutes en grande Bretagne et en Suède, et de 5 à 30 minutes aux U.S.A. Le temps d'écoulement dans le réseau est calculé à partir des lois de l'hydraulique des écoulements en conduites. Considérons un collecteur de section et de pente homogène, la durée de parcours d'un tronçon i de longueur Li est :

tci =

Li Vi

Vi est la vitesse d'écoulement dans le collecteur qui, en régime permanent uniforme, peut être

calculée à partir de la formule de Chezy : V = C RI où R est le rayon hydraulique et C le coefficient de Chezy. On peut utiliser, à titre d'exemple, l'expression de Manning Strickler pour l'évaluation de C:

C = KR 1/6

où K est le Coefficient de Strickler lié à la rugosité de la canalisation. On constate cependant, que dans l'application pratique de cette méthode aux projets de réseaux, l'estimation aux temps de concentration nécessite une technique interactive. En effet, pour calculer le débit de pointe en un point du réseau on procède de la manière suivante: On se donne arbitrairement le temps de concentration tco du réseau en ce point à partir duquel on déduit i( tco , T) et le débit Qpo (T). Connaissant les caractéristiques des conduites, on peut calculer les temps de parcours tei sur les tronçons. Leur somme, majorée du temps d'écoulement en surface ts donne une nouvelle estimation tc1, du temps de concentration en général différente de tco. On se donne alors une nouvelle estimation tc1 et l'on reprend les calculs jusqu'à ce que l'écart entre la valeur estimée et la valeur calculée soit faible. Dans le cas général pour l'évaluation du temps d'écoulement dans le réseau, on se contente d'un calcul utilisant les relations des régimes uniformes (Suède, Espagne, Grande Bretagne, R.F.A.). Les effets liés à l’existence du régimes, en réalité transitoires, sont parfois pris en compte par l'intermédiaire de coefficients de minoration des vitesses calculés pour des régimes uniformes ce qui revient à une majoration de la durée de l'écoulement. A titre d'exemple, la réglementation soviétique majore de 25% la durée d'écoulement dans les caniveaux. II.2.2.2 Essais d'amélioration de la formule rationnelle Plusieurs améliorations de la formule rationnelle ont été tentées afin de prendre en compte des facteurs liés au processus de transformation de la pluie en débit que la forme initiale de la formule rationnelle ignore. L'analyse des réglementations montre que, déjà dans les pratiques du calcul de l'assainissement en vigueur dans plusieurs pays, des formes plus ou moins élaborées de la formule rationnelle sont préconisées. En effet les paramètres de la formule (coefficient de ruissellement, temps de concentrations...) sont déterminés en tenant compte de certains phénomènes (forme des bassins, caractéristique des réseaux amortissement des débits de pointe grâce au stockage...) Ceci est réalisé au moyen de coefficients de pondération traduisant les effets cités. Le phénomène d'abattement spatial de l'intensité d'un orage autour de son épicentre est pris en compte sous la forme d'un coefficient de minoration du débit calculé en fonction de la surface (Russie, USA) . Plusieurs formules sont par ailleurs en usage : Formule de Bürkli - Ziegler: en ha

α = A−ε

où ε: coefficient qui varie de 0,2 à 0,05 et A: Superficie du bassin

Formules de Frunhling: α = 1 - 0,006 d et α = 1 - 0,005 2d où d est la distance en mètres du point de calcul au centre du bassin supposé épicentre de l'orage. La première formule concerne les bassins allongés tels que la longueur atteigne ou dépasse le double de la largeur. La seconde est à appliquer aux bassins de forme ramassée. La détermination du temps de concentration en un point de calcul nécessite la connaissance des vitesses dans le réseau d'écoulement et donc des débits cherchés. On procède donc à un calcul par itérations successives dont la réalisation manuelle devient rapidement fastidieuse dès l'instant où le réseau est quelque peu développé (ramifications nombreuses). Cette difficulté a amené les hydrologues à rechercher une expression explicite du débit de pointe qui simule au mieux la réalité de la transformation de la pluie en débit. Le modèle de Caquot se place dans cette catégories de formules au quel on consacrera la seconde partie de ce document.

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II.2.3. Modèle de Caquot La complexité croissante des problèmes d'assainissement urbain et l'augmentation des investissements qui doivent y être consacrés ont conduit les responsables en France à définir une méthode d'application précise afin de restreindre les possibilités d'interprétation plus ou moins subjective. Le modèle de Caquot apparaît comme étant l'une des premières approches scientifiques de réglementation de l'estimation des apports pluviaux des bassins versants urbanisés. Présenté en 1941, il fut inclut en 1949 dans la CG1333 "l'instruction technique relative à l'assainissement des agglomérations. En 1976 cette instruction fut remplacée par une nouvelle, qui se base sur les travaux de la commission dite "Loriferne". Le nouveau texte, sans changer les concepts généraux du modèle, en modifie les modalités d'application. II.2.3.1. Formulation du modèle Le principe du modèle repose sur la conservation des volumes mis en jeu dans le ruissellement. Ceci est représenté par l'équation du bilan volumétrique entre les instants 0 de début de la pluie et tc où l'on observe le débit de pointe Qp. Ce bilan s'écrit:

1 αCHA = β (t s + te ) Qp + δ ( t s + te )Qp 6 H : Hauteur de pluie en millimètres tombée à l'épicentre de l'orage. C : Coefficient de ruissellement A : Surface en hectares.

α : Coefficient de rabattement spatial de la pluie β et δ : Paramètres traduisant le mode de transformation de la pluie nette en débit. ts et te : Durée de l'écoulement superficiel et dans le réseau dont la somme correspond au classique temps de concentration tc en minutes. Qp : débit de pointe en m3/s Le volume

δ (t s + t e )Qp

β ( t s + t e ) Qp

représente le volume écoulé depuis le début de l'averse. Le volume

représente la quantité d'eau accumulée sur le bassin et dans son réseau.

Le coefficient de rabattement spatial α est modélisé par la formule de Bürkli-Zugler. A partir de considérations théoriques des temps d'écoulement dans le réseau on montre que le temps de concentration peut être approximativement représenté par:

t c = µ ( E ) I c A d Qpf I est la pente moyenne du réseau E est un nombre sans dimension qui caractérise l'allongement du bassin. Son expression est donnée par :

E=

L où L est la longueur du plus long parcours des eaux. La valeur de E=0,8 correspond au cas A

d'un demi cercle. L'expression de l'intensité de la pluie donnée par la formule de Montana présente l'avantage de permettre l'écriture du modèle sous une forme totalement explicite ; en effet la combinaison des équations conduit à une formulation explicite du débit de pointe:

⎡ aµ ( E ) Qp = ⎢ ⎣ 6( β + δ

b

⎤ ⎥ )⎦

1 1 − bf

C

1 1 − bf

I

bc 1 − bf

1 + db −η

A

1 − bf

appelée aussi formule superficielle. Les ajustements différents de l'intensité durée ne permettent pas une résolution explicite du débit de pointe. Ce dernier doit être recherché en résolvant, par approximations successives, le système d'équations composé par le bilan volumétrique et la relation du temps de concentration. II.2.3.2 Analyse des paramètres du modèle de Caquot a) Abattement spatial de la pluie

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L'évaluation de l'abattement spatial par la formule de Bürkly Ziegler parait fort simplificatrice car α peut varier notablement en fonction de la région et de la période de retour adoptée. Cette formule a été adoptée sans doute dans le souci de conserver une formulation explicite pour le calcul du débit. Dans la version initiale du modèle, Caquot a proposé ε = 0,178. Cet exposant jugé trop réducteur a été réduit à 0,1 dans la première instruction française CG 1333 et ramené à 0,05 dans la nouvelle instruction. Dans le tableau (2) est reporté l'évolution du coefficient d'abattement en fonction de la surface pour les différents exposants cités:

A ha Valeur Caquot ε = 0,178

2

CG1333, ε = 0,1 Nouvelle Instruction ε = 0,05

10

0,884 0,664

20 0,586

50 0,498

0,933 0,794

0,741

0.676

0,891

0,860

0,822

0,965

200 0,389 0.588 0,767

Tableau (2): Evolution du coefficient d'abattement en fonction de la surface pour les différents exposants b) Effet de Stockage du réseau L'effet de stockage du réseau est globalement traduit par la somme β + δ. Initialement Caquot avait proposé de prendre β= 0,85 et δ = 1. Les rédacteurs de la GC 1333, trouvant ces coefficients trop réducteurs ont proposé β = δ = 0,75. La nouvelle instruction, en l'absence d'informations expérimentales plus précises et plus abondantes, a retenu, par mesure de prudence la valeur β + δ =1.1. La valeur moyenne de la quantité β + δ proposée pour le cas de bassins urbains marocains est: β + δ =1.185 Par rapport à la formule rationnelle, ces divers coefficients correspondent à des amortissements de l'intensité maximale moyenne données dans le tableau (3). Caquot β+ δ amortissement %

CG1333

Nouvelle Instruction

1,85

1,5

46

33

1,1 10

Tableau (3): Effet du stockage sur l’amortissement du débit de pointe c) Temps de concentration Rappelons l'expression proposée par Caquot pour l'évaluation du temps de concentration d'un bassin :

t c = µ ( E ) I c Ad Qpf Pour un allongement E = 2, les coefficients du modèle sont selon Caquot: µ(2) = 0,93 , c = -0,363 , d = 0,366 , f = -0,2 C'est ces valeurs qui ont été utilisées dans l'ancienne instruction "CG1333". Les rédacteurs de la nouvelle instruction, se basant sur de nombreux travaux expérimentaux réalisés tant en France qu'à l'étranger, ont procédé à leurs modifications : µ(2) = 0,5 , c = -0,341 , d = 0,51 , f = -0,29 Ce second ajustement revient à majorer le débit (de 0 à 40% suivant les cas) et approche expérimentalement mieux la réalité. II.2.3.3. Définition des caractéristiques des bassins homogènes a) Coefficient de ruissellement Pour les bassins urbanisés le coefficient de ruissellement est pris égal au taux d'imperméabilisation qui représente le rapport de la surface revêtue à la surface totale du bassin:

C=

Aimp A

Cette définition est d'ailleurs en usage dans certains pays anglo-saxons. La formule superficielle de base repose sur l'hypothèse fondamentale que le réseau draine des bassins versant urbanisés et entièrement

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canalisés. De tels bassins doivent présenter des taux d'imperméabilisation supérieurs à 0,2 car la surface de la voirie et des aires de service présente à elle seule environ 20% de la surface. Par conséquent la nouvelle instruction française considère un bassin comme non urbanisé si son coefficient de ruissellement est inférieur à 0,2. b) Pente moyenne Dans sa nouvelle version l'instruction française propose une expression de la pente moyenne qui intègre le temps d'écoulement le long du cheminement hydrauliquement le plus éloigné de l'exutoire. Pour un bassin urbanisé dont le plus long parcours L des eaux est constitué de tronçons successif Lk. de pente sensiblement constante Ik la pente moyenne est définie par :

⎡ ⎢ L I=⎢ Lk ⎢ ⎢∑ I k ⎣

⎤ ⎥ ⎥ ⎥ ⎥ ⎦

2

Cette définition traduit la proportionnalité des temps de parcours à la puissance -0,5 des pentes. En effet si Tk. est le temps de parcours du tronçon Lk. on a :

Tk =

Lk avec l'hypothèse Vk = K I k Vk

En intégrant les temps de parcours de l'ensemble des tronçons du cheminement le plus long des eaux nous avons :

T=

L

∑T = ∑ K

=

K I

k

Lk Ik

D'où l'expression de la pente moyenne I. Cette expression conduit à des pentes plus faibles que celles données par la moyenne géométrique couramment utilisée. c) Coefficient d'allongement L'influence de la forme du bassin sur le temps de concentrations est introduite par le coefficient µ(E) qui devrait dépendre de l'allongement du bassin E:

⎡E⎤

0 .84

µ ( E ) = µ ( 2) ⎢ ⎥ ⎣2⎦ La valeur du débit de pointe Qp est alors donnée en appliquant au débit trouvé pour E = 2, un coefficient multiplicateur αc 0 .84 b

⎡ E ⎤ 1− bf αc = ⎢ ⎥ ⎣2⎦

II.2.3.4. Paramètres équivalents d'un assemblage de bassins La formule superficielle découlant du modèle de Caquot ne peut approcher la réalité que si les bassins versant présentent des caractéristiques physiques homogènes. L'applications du modèle à un groupement de sous bassins hétérogènes de paramètres individuels (Aj , Cj, Ij et Lj) nécessite l'emploi de formules d'équivalence pour les paramètres (A, C, I et E) du groupement. Ces formules, qui diffèrent selon que les bassins constituant le groupement sont en parallèle ou en série, sont données ci-après: Paramètres équivalents

Aeq

Ceq

Ieq

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Eeq

Bassins série

Bassins parallèle

en

en

∑A

j

∑C A ∑ A

∑A

∑C A ∑ A

j

j

j

j

j

⎡ ⎢ L I=⎢ Lk ⎢ ∑ ⎢ Ik ⎣

j

⎤ ⎥ ⎥ ⎥ ⎥ ⎦

∑Q I ∑Q

j

j

j

j

2

∑L

j

/

∑A

L( Q j max) ) /

j

∑A

j

Tableau (4): paramètres équivalents d’un assemblage de bassins Le tableau (4) montre que l'on a conservé à la surface et au coefficient de ruissellement équivalents leurs significations physiques. Ainsi quelque soit l'association de bassins, la surface équivalente d'un groupement est la surface totale. Le coefficient de ruissellement équivalent correspond au rapport de la totalité des surfaces imperméables à la surface totale du groupement. Pour un assemblage en série, la définition de pente équivalente et de l'allongement équivalent ne pose pas de problème de principe. La pente équivalente conserve la signification hydraulique évoquée plus haut et l'allongement garde sa définition de base. Pour l'assemblage de bassins en parallèle, la signification hydraulique de la pente équivalente et la définition de l'allongement ne sont pas claires. Il a donc été proposé pour la pente équivalente une expression où les pentes sont pondérées par les débits et pour l'allongement équivalent une formule visant à maintenir dans un groupement l'influence du bassin ayant isolément le débit le plus élevé. Ces formules sont sans nul doute incomplètes et quelque peux arbitraires. III.2.3.5. Limitation d'emploi de la méthode Dans le domaine actuel de vérification de l'ajustement du modèle de Caquot et quelque soit la période de retour choisie, l'application du modèle n'est valable que dans les conditions suivantes : • A < 200 ha • 0,2 < C < 1. • 0,002 < I < 0,05 Dans le cas d'un groupement de bassins, le rapport entre les pentes extrêmes déterminées pour chaque bassin doit rester inférieur à 20. Des vérifications expérimentales ont appuyé ce domaine de validité, la contrainte la plus sévère est sans doute celle de la surface. Au delà de 200 ha l'instruction conseille de passer à l'emploi de modèles de simulation généralisée des phénomènes hydrologiques.

CONCLUSIONS La quasi totalité des méthodes utilisées dans le monde pour le calcul des débits de pointe des eaux pluviales est fondée sur les hypothèses de la méthode rationnelle. Cette méthode surestime en général les débits de pointe car elle fait totalement abstraction de l'effet de capacité du réseau. Par rapport à la méthode rationnelle la formulation de Caquot a apporté quelques améliorations. dont les plus importantes concernent la prise en compte, par l'intermédiaire de coefficients globaux, du rabattement spatial de la pluie et de l'amortissement de l'intensité i(tc), lié au stockage temporaire de l'eau sur le sol et dans le réseau. Par ailleurs la méthode superficielle donne lieu à une formule simple supprimant les méthodes itératives. En règle générale les méthodes de calcul des débits de pointe des eaux pluviales pour le dimensionnement des réseaux d'assainissement, même les plus élaborées, ne peuvent conduire qu'à des ordres de grandeur des débits parce qu’elles sont très globales et ne peuvent traduire, par les seuls jeux des valeurs de leur paramètres, tous les phénomènes qui se produisent dans le processus de ruissellement, et encore moins, les situations particulières s'écartant de leurs hypothèses d'élaboration respectives. Leur emploi est donc forcément limité et ne peut se concevoir que pour des unités hydrologiques de petite taille. En effet, la contrainte la plus limitateur dans l'emploi de ces méthodes et sans nul doute celle de la surface. Cependant, le passage en revue des différentes réglementation de l'assainissement fait ressortir, que la limite d'utilisation n'est pas très précise ; elle est très variables : 5 à 20 ha en Grande Bretagne, 200 ha en France, 1300 ha aux USA et 4000 ha en Russie! Même si l'utilisation de la formule rationnelle, notamment dans sa version itérative, a autorisé une extension de son champ d'application; on s'accorde à penser que les méthodes usuelles de calcul des débits de pointe des eaux pluviales sont trop globales pour prendre en compte la complexité des écoulements sur des bassins de grandes tailles. Ces méthodes devraient donc voir leur domaine

30

d'application de plus en plus réduit avec le développement des modèles hydrologiques et hydrauliques de simulation qui sont les seuls à pouvoir traduire avec précision la complexité des systèmes d'écoulement pluvial urbain.

31

III. CALCUL HYDRAULIQUE DES RESEAUX III.1 ECOULEMENT A SURFACE LIBRE EN REGIME PERMANENT UNIFORME Bien que les écoulements dans les réseaux d'assainissement sont en général du type transitoire et non uniformes, les calculs de dimensionnement des sections de canalisations sont effectués en adoptant les formules de l'écoulement uniforme et permanent. L'écoulement permanent complètement développé d'un fluide incompressible le long d'une conduite à surface libre est régi par l'équation de Chézy (voir cours d'hydraulique générale). Cette équation s'écrit:

U =

8g R I = C RI Où C est le Coefficient de Chezy, I la Pente de frottement ou perte de charge Cf

unitaire. Le coefficient de Chezy ne dépend pas uniquement de nature de la paroi, il dépend aussi de la répartition de la vitesse, donc des éléments de la section (dimension, forme) Plusieurs formules empiriques ou semi empiriques sont proposées pour la détermination du coefficient de Chezy. Dans les pratiques de l'assainissement urbain la formule de Bazin est la plus souvent utilisée en France tandis qu'en Allemagne et en Belgique la formule de Kutter est généralement retenue. Aux Etats unis on emploie souvent la formule de Strickler. Nous présentons dans ce qui suit les conditions de l'emploi de ces formules dans le calcul des canalisations d'assainissement: Formule de Bazin (1865) :

C=

87 R , γ est un coefficient dépendant de la nature des parois selon Bazin le coefficient γ est donné γ+ R

par le tableau (1) suivant: γ

Nature des parois parois très unies (ciment lissé, bois raboté, etc..). parois unies (planches, briques, pierres de taille, etc...) parois en maçonnerie de moellons parois de nature mixte (sections en terre très régulières) canaux en terre dans les conditions ordinaires canaux en terre présentant une résistance exceptionnelle

0,06 0,16 0,46 0,85 1,30 1,75

Tableau (1 ): Valeurs du coefficient d'écoulement "γ" selon Bazin L'instruction technique relative à l'assainissement des agglomérations française précise, en ce qui concerne l'application de la formule de Bazin: • "...les valeurs du coefficient d'écoulement "γ" varient suivant les matériaux employés et la nature des eaux transportées..." • "...le coefficient d'écoulement des eaux d'égout diffère évidement de celui utilisé pour les eaux potables. le charriage de matières solides au sein de l'effluent et contact des parois augmente les pertes de charge..." • "...dans les canalisations d'eaux usées, en système séparatif, il se forme une pellicule grasse qui améliore les conditions d'écoulement, de sorte que le coefficient d'écoulement de Bazin prend la valeur "γ=0,25", compte tenu des inégalités dans le réseau et des éventuelles intrusions de sable ou de terre..." • "...si le réseau de canalisations est construit avec soin et avec des matériaux judicieusement choisis et est très bien entretenu, on peut prendre "γ=0,16" pour le coefficient de Bazin..." • "...dans les canalisations d'eaux pluviales, en système séparatif, il convient de tenir compte que des dépôts sont susceptibles de se former, ce qui conduit à admettre un écoulement sur des parois semirugueuses. le coefficient de Bazin a comme valeur "γ=0,46"..."

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• "...avec un réseau bien entretenu, pourvu de bouches à décantation, construit avec des matériaux judicieusement choisis, on peut prendre "γ=0,30"..."

Formule de Manning-Strickler. Cette formule, appelée parfois formule de Haggen ou formule de Gaukler s'écrit: 1 1 6

C = Ks R =

6

R où Ks est coefficient de Manning-Strickler. n

Le tableau (2) donne quelques valeurs du coefficient de Manning-Strickler Nature des parois

Ks

Parois très lisses: revêtements en mortier de ciment et sable, très lisses, planches rabotées; tôle métallique sans soudure Mortier lissé Parois lisses: planches avec des joints mal soignés; enduit ordinaire; grès Béton lisse, canaux en béton avec des joints nombreux Maçonnerie ordinaire; "ciment-gun"; terre exceptionnellement régulière Parois rugueuses: terre irrégulière, béton rugueux ou vieux; maçonnerie vieille ou mal soignée Parois très rugueuses: terre très irrégulière avec des herbes; rivières régulières en lit rocheux Terre en mauvais état, rivière en lit de cailloux Terre complètement à l'abandon; torrents transportant de gros blocs

n=

1 Ks

100 85 80 75 70

0,010 0,0111 0,0119 0,0134 0,0142

60

0,0167

50 40 15

0,0200 0,0250 0,0667

Tableau (2): Valeurs du coefficient de Manning-Strickler selon la nature des parois Le coefficient de Manning communément admis pour le dimensionnement des canalisations d'assainissement est n=0,013 Gorbitt et al (1986) Formule de Kutter (1869-1870) La formule de Kutter reste encore très utilisée dans le calcul des réseaux d'assainissement dans les pays d'Europe centrale Suisse, Belgique et Allemagne. Sous sa forme simplifiée, la formule de Kutter s'écrit:

C=

100 R où m est un coefficient qui dépend de la nature de la paroi il prend les valeurs usuelles m+ R

suivantes Toiler (1966) : m=0,20-0,25 pour les conduite lisses. m=0,25-0,35 pour les conduites en grés ou en béton m=0,45 pour les parois en maçonnerie

II.2 CONDITIONS D'ETABLISSEMENT DES RESEAUX D'ASSAINISSEMENT II.2.1 Section des canalisations La forme les plus fréquemment utilisées dans les travaux d'assainissement est la section circulaire notamment en ce qui concerne les conduites de sections limitées. Pour les sections plus importantes on peut employer diverses section pour respecter un certain nombre de contraintes d'aménagement (largeur de la voie, profondeur de pose, résistance de la conduite...). Les sections ovoïdes sont recommandées pour l'évacuation des eaux en système unitaire elles offrent l'avantage d'améliorer les conditions écoulement pour les faibles débit de temps sec. Pour des raisons d'exploitation, des sections minimales écoulement sont préconisées c'est ainsi que l'instruction technique française impose les diamètres minimaux suivant: Φ 200 mm pour les réseaux des eaux usée en système séparatif

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Φ 300 mm pour les eaux pluviales ou pour les canalisations en système unitaire. L'office National d'assainissement limite le diamètre minimum des conduites des eaux usées à Φ 250 mm. Les diamètres des conduites des eaux pluviales sont la plus part du temps supérieurs à Φ 300 mm.

III.2.2 Vitesses maximales Les vitesses écoulement dans les réseaux d'assainissement sont limitées à des valeurs maximales. Ceci permet d'assurer: • la sécurité du personnel exploitant le réseau • la préservation des ouvrages. les eaux usées souvent chargées en matières en suspension peuvent provoquer la dégradation mécanique de la canalisation quand les vitesses écoulement sont importantes. Dans la plus part des documents techniques, il est conseillé de ne pas dépasser les vitesses maximales de 3 à 4 m/s

III.2.3 Vitesses minimales Les vitesses minimales sont fixées pour prévenir les canalisations contre les dépôts solides. La vitesse minimale doit alors assurer "l'auto-curage" de la canalisation. C'est la vitesse minimale nécessaire pour assurer le transport des éléments contenus dans l'eau d'égout. Un grand nombre de travaux expérimentaux ont été élaborés pour déterminer ces limites minimales. Les documents techniques américains ACCE (1970) Gorbitt(1986) fixent les conditions vitesses minimales dans les réseaux d'assainissement à 0,6m/s pour les canalisations d'eau usée et 0,9m/s pour les réseaux des eaux pluviales. On trouve des mêmes limites de vitesse minimale pour les eaux usées dans les documents techniques Suisses. L'instruction technique française relative à l'assainissement de l’agglomération préconise les conditions d'auto-curage suivantes de la canalisation des eaux usées: • Vitesse de pleine section supérieure ou égale à 0.7 m/s et à l'extrême rigueur supérieure ou égale à 0,5 m/s • Vitesse aux 2/10 du remplissage supérieure ou égale à 0.3 m/s • Remplissage supérieur aux 2/10 de la canalisation pour le débit moyen actuel. En raison des limites préconisées sur le diamètre minimum à adopter, la dernière condition d'auto-curage est difficilement réalisable en tête de réseau vue les faibles débits. L'instruction technique préconise d'adopter des pentes de l'ordre de 0.4 à 0.5 %, pour les canalisations élémentaires afin d'améliorer les régimes des vitesses. Les conditions d'auto-curage préconisées par la même instruction pour les réseaux unitaires ou ceux des eaux pluviales sont: • Vitesse supérieure à 0.6 m/s pour le dixième du débit de pleine section • Vitesse supérieure à 0.3 m/s pour le centième du débit de pleine section Ces limites sont préconisées pour assurer à la fois l'évacuation rapide des déchets fermentescibles y compris ceux des eaux usées dans le cas d'une évacuation unitaire ainsi que l'entraînement des sables pour les débits des eaux pluviales atteints fréquemment. Ces deux condition sont respectées toutes deux avec des vitesses de pleine section de l'ordre de 1m/s dans les canalisations circulaires et de l'ordre de 0.9 m/s pour les canalisations ovoïdes normalisées figure (5).

III.2.4 Remplissage - mise en charge des conduites Les conditions de transport des eaux usées imposent que les canalisations ne soient pas totalement remplies. Ceci permet d'aérer le réseau et d'empêcher les phénomènes anaérobiques susceptibles d'altérer la qualité des eaux et d'engendrer des nuisances Selon les documents techniques américaine ASCE (1972), Les sections des canalisations des eaux usées sont choisies de sorte que le débit de pointe passe avec remplissage allant de 0,5 et 1,0. Par conséquent les débits de pleine section de canalisations des eaux usées sont de 100 à 200% le débit de pointe des eaux usées. Il est aussi d'usage que le remplissage des canalisations des plus petits diamètres reste de l'ordre de 50%. Selon le même document, les canalisations destinées pour l'évacuation des eaux pluviales

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sont dimensionnées pour transporter les débits de pointe avec des remplissages voisins de la pleine section ou légèrement en charge. Ces mises en charge peuvent dans certains cas atteindre 0,3m. L'instruction technique française préconise a peu prés la même chose. Elle préconise que l'écoulement des eaux usées soit à surface libre et autorise les mises en charge des réseaux des eaux pluviales à condition que ces derniers ne débordent pas. En adoptant des écoulements à surface libre pour évacuation des eaux usées et en évitant tout les risques de mises en charge locales la ligne piézometique est confondue avec la surface d'eau. La mise en charge du réseau des eaux pluviales est par contre possible. Elle peut être provoquée par une contrainte piézométrique aval ou par l'acceptation dans le collecteur d'un débit supérieur à sa capacité à pleine section. Il y a lieu, dans ce cas de procéder à une vérification de la ligne piézométique en menant les calculs de l'aval vers l'amont et en tenant compte des éventuelles contraintes piézometique et mises en charge locale. Ces calculs peuvent être menés selon la démarche décrite par Bourrier et al (1980). Il s'agit de comparer le débit de pointe calculé Qc avec le débit de pleine section de la canalisation Qc et le débit maximum que la canalisation peut transporter à surface libre Qmax Si Q< Q1 on sera en écoulement libre à conduite de ne pas avoir d'autres contraintes dues en particulier à une mise en charge provoquée par le tronçon aval ou à des vitesses excessives provoquant un écoulement tourbillonnaire. Si Q1 Qmax ,on sera en écoulement en charge, la ligne motrice nécessaire pour véhiculer le débit Qc est égale à :

IM =

Qcé 2 3 2

f I R où S est la Surface de la section pleine, R le Rayon hydraulique à pleine section et

( Ks SR )

Ks le Coefficient de Manning Strickler. On détermine la ligne de pente piézométrique des tronçons successifs en remontant vers l'amont. La cote piézométrique amont Pam d'un tronçon de longueur L est reliée à la cote piézométrique aval Pav par la relation: Pam= Pav + IM . L

III.3 EQUIPEMENTS ANNEXES DES RESEAUX III.3.1 Chutes Les chutes s'envisagent dans le cas de raccordement avec un réseau profond ou dans le cas de terrains trop pentés pour que le collecteur puisse avoir la même pente. On distingue plusieurs cas: • la chute verticale profonde, si le débit est important il faut prévoir un dispositif brise. • la chute verticale entre deux biefs, destinée à réduire la vitesse d'écoulement, le déversement se fait dans une chambre dont la largeur est au moins égale au plus grands des diamètres des canalisations amont et aval • la chute" toboggans" qui assure la continuité de l'écoulement et évite les remous.

III.3.2 Passage en siphon Le passage en siphon se réalise dans le cas de passage d'obstacles: cours d'eau, routes ou voies ferrées encaissées figure (7). Le passage en siphon de débits importants est généralement constitué de canalisations parallèles, solution considérée par certains techniciens comme discutable. Pour des questions de sécurité et d'entretien l'instruction technique française préconise le doublement fonctionnel des passages en siphon. C'est à dire qu'on dispose au minimum deux canalisations. L'une des canalisations assure le transit des débits de temps sec et l'autre le débit des petites pluies, les deux ensembles véhiculant les débits maxima. En réalité, la variation des débits de temps sec au cours de la journée, de la semaine et du mois, présente une amplitude importante; par contre, le débit des petites pluies est à peu stable puisque l'excédent est déversé ou dérivé vers l'exutoire le plus proche.

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Ces particularités font que l'étude du passage en siphon exige des dispositions et des calculs adaptés à chaque cas. Le calcul consiste d'une manière générale à : • déterminer les sections S1 et S2 pour les débits minima • calculer les pertes de charge et la répartition des débits minima ; • vérifier si l'ensemble peut évacuer les débits maxima et éventuellement augmenter les sections S1 et S2 . Prenons l'exemple suivant:

III.3.3 Déversoir d'orage et orifices Le principe de fonctionnement de ces ouvrages en système unitaire est d'effectuer le déversement dans le milieu naturel, des débits d'orage et de ne dériver vers la station d'épuration que les débits d'eaux usées appelés" débits de temps sec", aux quelles s'ajoutent les petites pluies. La nouvelle Instruction technique précise qu'ordinairement les stations d'épuration ne peuvent recevoir que le double ou le triple du débit moyen de temps sec. Par ailleurs, on s'est aperçu que les débits des petites pluies étaient aussi pollués que les eaux usées. Certaines agences de bassin demandent de retenir en agglomération jusqu'à cinq fois le débit moyen de temps sec. Le problème est donc de se fixer une quantité limitée d'un mélange dont la charge polluante nécessite son transport vers un lieu de traitement. Dans la pratique, Le système de déversement se compose d’un seuil et d'un orifice ou d’une conduite de départ qui fonctionnent sous la même charge hydraulique. Le principe de calcul repose sur l’hypothèse qu’aucun déversement ne doit se produire tant que le débit est inférieur au débit de calcul retenu. Le calage du déversoir revient alors à: • définir la section de l’orifice ou de la conduite et fixer leurs cotes • définir la longueur de la crête et caler sa cote • vérifier les débits déversé et récupéré en temps de pluie.

III.3.4 Stations de pompage et de relèvement Les méthodes de conception et de dimensionnement des stations de pompage et de relèvement des eaux d'égout sont identiques à celles employées pour le calcul des stations de pompage de l'eau potable (voir cours d'alimentation en eau. Nous abordons ici quelques aspects particuliers liés au relèvement des eaux usées, et exceptionnellement des eaux pluviales. IV.3.4.1 Différents types de groupes électro-pompes Trois solutions peuvent être envisagées: a) Installation à l'abri des eaux Cette solution nécessite la construction d'un local spécial. D'autre part, pour éviter une hauteur d'aspiration, on préfère faire fonctionner les pompes en charge, ceci complique les problèmes d'étanchéité à l'intérieur du local. b) Installation avec pompe immergée et moteur à sec Cette solution ne pose pas de problème d'étanchéité; l'entretien des moteurs est aisé. Toutefois, elle nécessite l'utilisation de longs arbres. c) Installation immergée Actuellement, il existe des groupes électro-pompes immergés très fiables et d'un entretien facile. C'est la solution la plus économique (il ne faut qu'un puisard et un local technique) IV.3.4.2 Canalisation d'amenée et puisard d'aspiration On dispose en face de la canalisation d'amenée une cloison qui empêche la projection directe de l'eau sur les pompes et qui réduit la turbulence à l'intérieur de la bâche de puisage. Le volume d'un puisard, ou plus précisément de la bâche, dépend de la fréquence des démarrages que peuvent supporter les pompes Prenons l'exemple d'un puisard muni de deux pompes:

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La première seule évacue un débit Q1 démarre quand le volume atteint une valeur V1 et s'arrête quand le volume d'eau atteint V0. La deuxième pompe démarre quand le volume d'eau atteint une valeur V2 et s'arrête quand le volume d'eau atteint la valeur V1. L'ensemble des deux pompes évacue un débit Q1 + Q2 Si le débit Q de l'effluent est inférieur à Q1, seule la pompe P1 fonctionnera. Le premier démarrage aura lieu à l'instant:

t1 =

V1 V − V0 ' et l'arrêt aura lieu à l'instant: t1 = t1 + 1 Q Q1 − Q

Le démarrage suivant aura lieu à

∆t = t1'' − t1 =

t1'' = t1' +

V1 − V0 Q

⎡1 1 ⎤ V1 − V0 V1 − V0 + = (V1 − V0 ) ⎢ + ⎥ Q Q1 − Q ⎣ Q Q1 − Q ⎦

Quand le débit de l'effluent varie entre 0 et Q1, ∆t passe par un minimum pour Q=Q1/2. La valeur du minimum vaut:

∆tmin =

4 (V1 − V0 ) V0 étant le volume résiduel au fond de la bâche de puisage. Q1

Si le débit de l'effluent est compris entre Q1 et Q1+Q2, la pompe P1 fonctionne en continue. La pompe P2 fonctionne en intermittence. En procédant de la même manière on établit la durée qui sépare deux démarrages successifs de la pompe P2:

⎤ ⎡ 1 1 ∆t = (V2 − V1 ) ⎢ + ⎥ ⎣ Q − Q1 Q1 + Q2 − Q ⎦ ∆t est minimum pour Q1+Q2/2; la valeur de ce minimum est: ∆t min =

4( V2 − V1 ) Q1

Une fois effectué le choix des pompes, si n désigne le nombre maximum de démarrages par heure et Q1 et Q2 les débits en m3/h, on obtient:

( V2 − V1 ) = ∆t min =

Q1 où n est le nombre maximum de déclanchements par heure 4n

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