Cours Kmaalel Et Zhafsia -2012

‫ﺟﺎﻣﻌﺔ ﺗﻮﻧﺲ اﻟﻤﻨﺎر‬ Université de TUNIS EL MANAR

Polycopié du cours OUVRAGES HYDRAULIQUES Pour les élèves des 3ème années Département de Génie Civil de l’ENIT

Par Khlifa MAALEL & Zouheir HAFSIA

Version Mai 2012

B.P. 37 le Belvédère 1002 Tunis  Tunisie  ‫ ص ب‬37  ‫اﻟﺒﻠﻔـﺪار‬1002  ‫ﺗـﻮﻧـﺲ‬  Tél. : 216 71 874 700 ‫اﻟﻬﺎﺗﻒ‬  Fax  :  216 71 872 729   :‫اﻟﻔﺎآﺲ‬  Email    :  Enit@ enit.rnu.tn : ‫اﻟﺒﺮﻳﺪ اﻹﻟﻜﺘﺮوﻧﻲ‬ 

 

OUVRAGES HYDRAULIQUES

TABLE DES MATIERES

TABLE DES MATIERES

CHAPITRE I : GENERALITES SUR LES RESSOURCES EN EAU ET LES OUVRAGES HYDRAULIQUES................................................................................................................. 1 I-1 INTRODUCTION ..................................................................................................................................... 1 I-2 LES RESSOURCES EN EAU DE LA TUNISIE ET DANS LE MONDE ........................................... 3 I-2.1 L’EAU EN TUNISIE ................................................................................................................................. 3 I-2.1.1 PLUVIOMETRIE MOYENNE ................................................................................................................... 3 I-2.1.2 Ressources potentielles .................................................................................................................. 5 I-2.1.3 Besoins ou Demandes en Eaux de la Tunisie............................................................................... 12 I-2.1.4 Bilan Ressources/Besoins en Tunisie ........................................................................................... 12 I-2.1.5 Plans de Gestion et Stratégie pour le Développement des Ressources en Eaux en Tunisie......... 13 I-2.2 L’EAU DANS LE MONDE...................................................................................................................... 13 I-2.2.1 Bilan Hydrologique...................................................................................................................... 13 I-2.2.2 Distribution des Ressources Mondiales en Eaux ......................................................................... 15 I-3 OUVRAGES DE RETENUES ET HYDROELECTRIQUES EN TUNISIE ET DANS LE MONDE ......................................................................................................... 17 I-3.1 LES BARRAGES EN TUNISIE .................................................................................................................. 17 I-3.2 PLAN DIRECTEUR DE L’UTILISATION DES EAUX DU NORD ................................................................... 18 I-3.2.1 La vallée de la Medjerdah ........................................................................................................... 18 I-3.2.2 Bassin de l’Ichkeul....................................................................................................................... 18 I-3.2.3 Bassin de Zouara ......................................................................................................................... 18 I-3.2.4 Bassin de Tbourba ....................................................................................................................... 18 I-3.2.5 Bassin de Barabara...................................................................................................................... 18 I-3.2.6 Gestion des différents ouvrages ................................................................................................... 19 I-3.3 LES BARRAGES DANS LE MONDE .......................................................................................................... 19 I-4 PROCEDURES DE CONCEPTION ..................................................................................................... 22 I-4.1 PREMIERE PHASE : ETUDES PRELIMINAIRES OU AVANT PROJET SOMMAIRE (APS) .............................. 22 I-4.2 DEUXIEME PHASE : ETUDE D’AVANT PROJET DETAILLE (APD) .......................................................... 22 I-4.3 TROISIEME PHASE : ETUDES DE REALISATION DES OUVRAGES (DOSSIER D’EXECUTION) ...................... 22 I-5 CONCLUSION ........................................................................................................................................ 23

CHAPITRE II : OUVRAGES DE RETENUE ........................................................................................... 25 II-1 DEFINITION DES TERMES UTILISES............................................................................................ 25 II-2 CLASSIFICATION DES CENTRALES HYDROELECTRIQUES ET DES BARRAGES........... 27 II-2.1 CLASSIFICATION DES CENTRALES HYDROELECTRIQUES .................................................................... 27 II-2.1.1 Définitions .................................................................................................................................. 27 II-2.1.2 Classification des centrales hydroélectriques ............................................................................ 29 II-2.2 CLASSIFICATION DES BARRAGES ........................................................................................................ 31 II-2.2.1 Classification des retenues d’après les utilisation diverses de l’eau.......................................... 31 II-2.2.2 Classification des retenues d’après la structure......................................................................... 32 II-2.2.3 Classification des barrages selon le type de matériaux et le mode de résistance à la poussée de l’eau......................................................................................................................................................... 32 Département de Génie Civil

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II-322.2.4 Autres classifications des barrages ........................................................................................ 32 II-3 CHOIX DU SITE ET DES CARACTERISTIQUES D’UN BARRAGE .......................................... 33 II.3.1 CONDITIONS RELATIVES A LA TOPOGRAPHIE ...................................................................................... 33 II-3.2 CONDITIONS GEOLOGIQUES ................................................................................................................ 33 II-3.2.1 La stabilité du barrage ............................................................................................................... 33 II-3.2.2 Etanchéité de la retenue ............................................................................................................. 33 II-3.3 CONDITIONS HYDROLOGIQUES ........................................................................................................... 35 II-3.4 CONDITIONS RELATIVES A LA GEOGRAPHIE HUMAINE ........................................................................ 38 II-4 TRAVAUX D’OUVRAGES HYDROTECHNIQUES........................................................................ 38 II-4.1 SUJETIONS COMMUNES ....................................................................................................................... 38 II-4.2 DISPOSITIONS CONSTRUCTIVES .......................................................................................................... 38 II-4.2.1 Procédés de construction en lit de rivière .................................................................................. 38 II-4.2.2 Procédés de coupure d’un cours d’eau ...................................................................................... 41 II-4.3 ETANCHEITE ET CONSOLIDATION DES FONDATIONS............................................................................ 41 II-4.3.1 Fondations sur roches consistantes............................................................................................ 41 II-4.3.2 Fondations sur terrain meubles.................................................................................................. 42 II-5 ACTIONS ET REMEDES DES OUVRAGES HYDRAULIQUES................................................... 42 II-5.1 ACTIONS ............................................................................................................................................. 42 II-5.2 REMEDES ............................................................................................................................................ 42 II-6 BARRAGES RIGIDES (EN MATERIAUX ASSEMBLES).............................................................. 46 II-6.1 BARRAGES POIDS OU « GRAVITE » (GRAVITY DAMS) .......................................................................... 46 II-6.1.1 Forces agissant sur un barrage poids ........................................................................................ 47 II-6.1.2 Conditions de stabilité des barrages poids................................................................................. 49 II-6.1.3 Conclusion.................................................................................................................................. 55 II-6.2 BARRAGE A CONTREFORTS (BUTTRESS DAMS).................................................................................... 55 II-6.3 BARRAGE VOUTES (ARCH DAMS)........................................................................................................ 56 II-6.3.1 Voûte simple ............................................................................................................................... 56 II-6.3.2 Voûtes multiples.......................................................................................................................... 58 II-6.3.3 Conclusion.................................................................................................................................. 59 II-7 BARRAGES EN MATERIAUX NON ASSEMBLES OU « EN REMBLAIS » (EMBANKMENT DAMS)..................................................................................................................... 59 II-7.1 BARRAGES EN TERRE (ERATH DAMS).................................................................................................. 59 II-7.1.1 Matériaux de construction.......................................................................................................... 59 II-7.1.2 Conditions de stabilité des barrages en terre ............................................................................. 60 II-7.1.3 Formes et structure des ouvrages............................................................................................... 64 II-7.1.4 Conclusion.................................................................................................................................. 64 II-7.2 BARRAGES EN ENROCHEMENTS (ROCK-FILL DAMS)............................................................................ 65 II-7.2.1 Eléménts d’étanchéités ............................................................................................................... 66 II-7.2.2 Conditions de stabilité ................................................................................................................ 66 II-7.2.3 Conclusion.................................................................................................................................. 66 II-8 BARRAGES MOBILES (AU FIL DE L’EAU) ................................................................................... 67 II-8.1 INTRODUCTION ................................................................................................................................... 67 II-8.2 ELEMENTS MOBILES ........................................................................................................................... 68 II-8.2.1 Vannes levantes .......................................................................................................................... 68 II-8.2.2 Vannes segments......................................................................................................................... 69 II-8.2.3 Hausses....................................................................................................................................... 69 II-8.4.4 Vannes à Clapets ........................................................................................................................ 70 II-8.2.5 Autres types de bouchures mobiles............................................................................................. 71 II-8.3 PARTIES FIXES .................................................................................................................................... 72 II-8.3.1 Radier ......................................................................................................................................... 72 II-8.3.2 Fondation ................................................................................................................................... 72 II-8.3.3 Piles et culées ............................................................................................................................. 73

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II-9 BARRAGES COLLINAIRES............................................................................................................... 74 II-9.1 DEFINITION, OBJECTIFS ET JUSTIFICATIONS ........................................................................................ 74 II-6.2 SCHEMAS TYPES DE L’AMENAGEMENT COLLINAIRE ........................................................................... 74 II-9.3 PHASES DE REALISATION D’UN BARRAGE COLLINAIRE ....................................................................... 76 II-9.4 DIFFERENTS TYPES DES BARRAGES COLLINAIRES ............................................................................. 76 II-9.5 CRITERES DE CONCEPTION DES DIGUES EN TERRE ET/OU EN ENROCHEMENTS ..................................... 78 II-9.6 LES FONDATIONS ET LES TRAITEMENTS A ADOPTER ........................................................................... 79 II-9.6.3 Les fondations en matériaux fins à très fins................................................................................ 81 II-9.7 LES DIMENSIONS DE LA DIGUE ............................................................................................................ 81 II-9.7.1 Courbe hauteur-capacité de la retenue ...................................................................................... 81 II-9.7.2 Hauteur de la digue .................................................................................................................... 82 II-9.7.3 Largeur en crête de la digue....................................................................................................... 84 II-9.7.4 Pentes des talus de la digue........................................................................................................ 84 II-9.8 ETUDES DES INFILTRATIONS DANS LE BARRAGE ET LA FONDATION .................................................... 86 II-9.9 CALCULS DE STABILITE ...................................................................................................................... 89 II-9.10 PROTECTION DE LA DIGUE ................................................................................................................ 89 II-10 OUVRAGES ANNEXES ..................................................................................................................... 89 II-10.1 DEVERSOIRS ..................................................................................................................................... 89 II-10.1.1 Déversoir de surface................................................................................................................. 89 II-10.1.2 Déversoir en charge ................................................................................................................. 90 II-10.1.3 Choix du type de déversoir ....................................................................................................... 91 II-10.2 BASSINS D’AMORTISSEMENT OU DE DISSIPATION D’ENERGIE ........................................................... 92 II-10.3 CRITERES DE DIMENSIONNEMENT ..................................................................................................... 92 II-10.3.1 Laminage des crues et recherche des dimensions optimales de l’évacuateur de crues............ 93 II-10.4.2 Calculs hydrauliques ................................................................................................................ 94 II-10.5 CONCLUSIONS .................................................................................................................................. 98

CHAPITRE III : OUVRAGES DE PRISE D’EAU.................................................................................... 99 III-1 IMPLANTATION ET CRITERES DE CHOIX DU TYPE D’OUVRAGE.................................... 99 III-1.1 INTRODUCTION ................................................................................................................................. 99 III-1.2 PRISES D’EAU EN COURS D’EAU .................................................................................................... 100 III-1.3 PRISES D’EAU EN RESERVOIR ......................................................................................................... 100 III-2 DISPOSITIONS CONSTRUCTIVES-PRINCIPES DE DIMENSIONNEMENT ....................... 101 III-2.1 DISPOSITIONS CONSTRUCTIVES ....................................................................................................... 101 III-2.1.1 Prises en Cours d’Eau............................................................................................................. 101 III-2.1.2 Prises en Réservoirs ................................................................................................................ 101 III-2.2 PRINCIPE DE DIMENSIONNEMENT .................................................................................................... 106 III-3 LES OUVRAGES D’EPURATION.................................................................................................. 106 III-3.1 PRINCIPE DE FONCTIONNEMENT ..................................................................................................... 106 III-3.2 DISPOSITIFS DE DEVASEMENT DES RETENUES ................................................................................ 107 III-3.3 LE MODELE DE VELIKANOV ............................................................................................................ 109

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TABLE DES MATIERES

CHAPITRE IV : OUVRAGES D’ADDUCTION ..................................................................................... 111 IV-1 INTRODUCTION .............................................................................................................................. 111 IV-2 CONDUITES ET GALERIES EN CHARGE.................................................................................. 112 IV-2.1 RAPPEL D’HYDRAULIQUE ............................................................................................................... 112 IV-2.1.1 Régime Permanent................................................................................................................... 112 IV-2.1.2 Cas des écoulements turbulents............................................................................................... 113 IV-2.1.3 Régimes Non Permanents ou Transitoires .............................................................................. 115 IV-2.2 DIMENSIONNEMENT DES CONDUITES EN CHARGE .......................................................................... 122 IV-2.2.1 Conduites Gravitaires ............................................................................................................ 122 IV-2.2.2 Diamètre économique.............................................................................................................. 123 IV-2.2.3 Conduite d’Amenée d’une Station Hydroélectrique ................................................................ 124 IV-2.2.4 Détermination de l’Epaisseur.................................................................................................. 124 IV-2.3 DISPOSITIONS CONSTRUCTIVES ...................................................................................................... 125 IV-2.3.1 Tracé en plan et profil en long ................................................................................................ 125 IV-2.3.2 Régulation de pression : Le Brise-Charge ............................................................................ 125 IV-2.3.3 Régulation du débit.................................................................................................................. 128 IV-2.3.4 Pose des conduites................................................................................................................... 129 IV-2.3.5 Chaînage des conduites ........................................................................................................... 131 IV-2.3.6 Butées et amarrages des conduites.......................................................................................... 131 IV-2.3.7 Ouvrages en galerie ................................................................................................................ 132 IV-3 CANAUX ET GALERIES A SURFACE LIBRE ............................................................................ 134 IV-3.1 DEFINITION DES CARACTERISTIQUES GEOMETRIQUES ..................................................................... 134 IV-3.2 CLASSIFICATION DES ECOULEMENTS A SURFACE LIBRE .................................................................. 135 IV-3.3 REGIME PERMANENT- ECOULEMENT UNIFORME ............................................................................ 136 IV-3.3.1 Formule de Chézy.................................................................................................................... 137 IV-3.3.2 Formule de Manning-Strickler ................................................................................................ 137 IV-3.3.3 Profondeur Normale................................................................................................................ 138 IV-3.3.4 Section Economique ................................................................................................................ 139 IV-3.3.5 Section Complexe ou Composée.............................................................................................. 140 IV-3.3.6 Profondeur Critique ................................................................................................................ 140 IV-3.3.7 Ecoulement Fluvial, Critique et Torrentiel ............................................................................ 143 IV-3.4 ECOULEMENTS GRADUELLEMENTS VARIES ..................................................................................... 144 IV-3.4.1 Classification des ecoulements graduellements variés............................................................ 144 IV-3.4.2 Etude de la forme de la surface libre....................................................................................... 144 IV-3.4.3 Calcul des écoulements Graduellement Variés ....................................................................... 148 IV-3.5 ECOULEMENTS RAPIDEMENT VARIES : DEVERSOIRS ET ORIFICE .................................................... 150 IV-3.6 ECOULEMENT RAPIDEMENT VARIES : RESSAUTS HYDRAULIQUES .................................................. 152 IV-3.6.1 Clacul des profondeurs conjuguées......................................................................................... 152 IV-3.6.2 Perte d’énergie (dissipation d’énergie) à travers un ressaut .................................................. 153 IV-3.6.3 Rendement du ressaut.............................................................................................................. 153 IV-3.6.4 La longueur du ressaut............................................................................................................ 154 IV-3.6.5 Détermination de la position du ressaut.................................................................................. 154 IV-3.7 STABILITE DES CANAUX A FONDS MOBILES ................................................................................... 154 IV-3.7.1 Contrainte Tractrices : Maximale, Moyenne et Critique......................................................... 154 IV-3.7.2 Vitesses d’Erosion (Critique) et de Sédimentation .................................................................. 155 IV-3.7.3 Pentes des Berges et Section Stable......................................................................................... 156 IV-3.8 ECOULEMENTS NON PERMANENTS ................................................................................................. 158 IV-4 CONCLUSION ................................................................................................................................... 159

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TABLE DES MATIERES

CHAPITRE V : OUVRAGES ROUTIERS .............................................................................................. 161 V-1 GENERALITES ................................................................................................................................... 161 V-2 DIMENSIONNEMENT HYDRAULIQUE DES PONTS................................................................. 162 V-2.1 COTE MINIMALE SOUS POUTRE ET CRUE DE PROJET ......................................................................... 162 V-2.2 COTE NORMALE OU NATURELLE DE L’EAU ..................................................................................... 162 V-2.3 TIRANT D’AIR .................................................................................................................................. 164 V-2.4 SURELEVATION DU NIVEAU DE L’EAU RESULTANT D’UN RETRECISSEMENT DE SECTION ................ 164 V-2.4.1 Cas d’un Ecoulement Fluvial (ou Lent).................................................................................... 164 V-2.4.2 Cas de Débordements Importants en Amont (Laminage de la Crue de Projet)....................... 173 V-2.5 PROBLEME DES AFFOUILLEMENTS .................................................................................................... 176 V-2.5.1 Profondeur Normale d’Affouillement ....................................................................................... 176 V-2.5.2 Profondeur d’Affouillement due à la Réduction de Section du Cours d’Eau............................ 178 V-2.5.3 Profondeur d’Affouillement Local dûe à la présence des Piles ............................................... 179 V-2.5.4 Influence de la forme des piles sur la profondeur d’affouillement ........................................... 180 V-2.5.5 Protection des Piles Contre les Affouillements........................................................................ 180 V-3 DIMENSIONNEMENT DES BUSES ET DALOTS ......................................................................... 181 V-3.1 DIVERS TYPES DE PONCEAUX ........................................................................................................... 182 V-3.2 TYPES D’ECOULEMENTS ................................................................................................................... 183 V-3.2.1 Contrôle à l’entrée.................................................................................................................... 184 V-3.2.2 Contrôle à la sortie ................................................................................................................... 185 V-3.3 PROTECTION DES EXTREMITES ......................................................................................................... 189 V-3.4 EXTENSION DU TUYAU AU BOUT DU PONCEAU ................................................................................ 190 V-4 RADIERS ET PONTS SUBMERSIBLES ......................................................................................... 191 V-4.1 DIMENSIONNEMENT DES RADIERS SUBMERSIBLES ............................................................................ 191 V-4.1.1 Radier à fond de lit ................................................................................................................... 191 V-4.1.2 Radier surélevé ......................................................................................................................... 192 V-4.1.3 Radier horizontal ...................................................................................................................... 193 V-4.1.4 Radier à parties courbes........................................................................................................... 193 V-4.1.5 Radier à palier horizontal avec parties courbes....................................................................... 193 V-4.2 DIMENSIONNEMENT DES PONTS SUBMERSIBLES .............................................................................. 194 V-4.3 CONCEPTION DES RADIERS - PROTECTION ........................................................................................ 194 V-4.3.1 Point d’impact de la lame déversante....................................................................................... 194 V-4.3.2 Longueur de la protection aval................................................................................................. 195 V-5 ASSAINISSEMENT ROUTIER ......................................................................................................... 195 V-5.1 GENERALITES ................................................................................................................................... 195 V-5.2 CAPACITE ET CAPACITE MAXIMALE DES FOSSES ............................................................................... 198 V-6 CONCLUSION..................................................................................................................................... 199

CHAPITRE VI : ESSAIS SUR MODELES REDUITS ........................................................................... 201 VI-1 INTRODUCTION .............................................................................................................................. 201 VI-2 LOIS DE SIMILITUDES................................................................................................................... 202 VI-2.1 SIMILITUDE DE FROUDE .................................................................................................................. 202 VI-2.2 SIMILITUDE DE REYNOLDS .............................................................................................................. 202 VI-2.3 AUTRES LOIS DE SIMILITUDE: ......................................................................................................... 202 VI-2.3.1 Similitude de Weber................................................................................................................. 202 VI-2.3.2 Similitude de Cauchy............................................................................................................... 203 VI-2.4 CONCLUSION SUR LES MODELES REELS.......................................................................................... 203

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TABLE DES MATIERES

VI-3 ESSAIS SUR MODELES REDUITS (EFFETS D’ECHELLE- MODELES DISTORDUS)....... 204 VI-3.1 CONSTRUCTION DES MODELES D’ECOULEMENTS A SURFACE LIBRE .............................................. 204 VI-3.1.1 Modèles à Lit Fixe ................................................................................................................... 204 VI-3.1.2 Modèles Distordus................................................................................................................... 204 VI-3.1.3 Modèles à Lit Mobile............................................................................................................... 205 VI-3.2 INTERPRETATION DES RESULTATS DES ESSAIS SUR MODELES REDUITS ......................................... 205 VI-3.2.1 Construction et Equipement .................................................................................................... 205 VI-3.2.2 Exécution des Essais................................................................................................................ 206 VI-4 CONCLUSION ................................................................................................................................... 207 VI-4 ETUDES DE CAS............................................................................................................................... 208 VI-4.1 CAS DU BARRAGE ZOUITINA DU COMPLEXE BARBARA .................................................................. 208 VI-4.2 CAS DU BARRAGE LAROUSSIA SUR L’OUED MEDJERDAH .............................................................. 208 REFERENCES BIBLIOGRAPHIQUES .................................................................................................. 209

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CHAPITRE I

GENERALITES

I-1 INTRODUCTION Les ouvrages qui servent à mettre en œuvre une ou plusieurs branches de l’économie de l’eau s’appellent ouvrages hydrauliques “Waters Works”. Suivant que ces ouvrages sont construits en rivières, en lacs ou à la mer, nous distinguons les ouvrages fluviaux, lagunaires ou maritimes. Ces derniers ouvrages ne seront pas traités dans le cadre de ce cours. Les ouvrages hydrauliques présentent trois particularités : - L’action permanente de l’eau peut entraîner l’usure mécanique, la cavitation des parties des ouvrages en contact avec le courant (pile) et à la rupture de certaine structure. - La construction d’un ouvrage influe considérablement sur l’environnement (inondation, changement écologique) et entraînent une modification du régime naturel de l’écoulement. Dans le cas d’un barrage, cette modification se traduit par une surélévation du niveau en amont et des dépôts de sédiments de plus en plus fins en s’approchant du barrage (Figure I-1.1). - Les phénomènes d’érosion d’infiltration menace leur stabilité

A

Hauteur de remous dans la section S

Niveau de la retenue normale (RN)

S

Courbe de remous

∆h

Horizontale

hn

P0

Ligne d’eau en absence de barrage

hm Hm

Vidange de fond

A C

Figure I-1.1 : Profil en Long Schématique d’un Barrage et de sa Retenue (d’après Ginocchio, 1959). Suivant leur rôle, les ouvrages hydrauliques peuvent être classifiés comme suit : ouvrage de retenue (barrage) : prise d’eau, évacuateur et bassin de dissipation ouvrage de transport d’eau (canaux, conduites et galerie) ouvrages spéciaux Les déversoirs, les ouvrages de dissipation d’énergie, les galeries et les vannes, forment les ouvrages annexes du barrage. Un ouvrage de retenue ou barrage, est un ouvrage destiné à retenir l’eau contre l’une de ses faces (face amont) à un niveau supérieur à celui qui règne sur l’autre face (face aval). La réserve d’eau est stocker en période d’abondance est distribuer en période sèche. Un barrage comporte le plus souvent un massif constituant le corps du barrage encastré sur fond et les berges du cours d’eau. Il est fréquemment complété par des parties mobiles, presque toujours métalliques, mais de dimensions et de dispositions très diverses, qui servent à régler l’écoulement des eaux. -

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CHAPITRE I

GENERALITES

Les barrages en terre et en béton sont les plus communément utilisés. Les barrages en terre peuvent être construits avec du sable, de l’argile, du gravier, du cailloux ou une combinaison de ces matériaux. Ils ont une section trapézoïdale (Figure I-1.2) avec une pente m = ctg θ avec θ angle formé par la ligne inclinée et l’horizontal) de 0.9 à 1.2 comme minimum (pour les roches) et 1.5 (pour les barrages en terre). Suivant le matériau et la consistance de la fondation, la pente peut être supérieure ou égale à 3.5. Les barrages en béton font partie des barrages gravités comportant les barrages 1 :3

Ligne d’eau

Ligne d’eau A-A

1 :3

1 :4

B-B

C-C

1 :9

1 :13

Coupe B-B 0

1:3

100

a) Vue en plan

1:3.5

1:6

Coupe C-C

Figure I-1.2 : Schéma d’un barrage en terre (Grishin, 1982). contrefort (buttress) et voûte (arch). Les barrages gravités peuvent avoir une section triangulaire avec une largeur au lit d’environ 2/3 de sa hauteur, ou trapézoïdal. La forme d’un barrage est soit massive (Figures I-1.3, a, b et c), soit formée d’une plaque qui constitue le radier du barrage (Figure I-1.3 d). Ce radier forme, quelquefois, le corps du barrage (Figure I-1.3 c) permet de supporter une partie verticale comportant des piles fixes en maçonnerie réunies l’une à l’autre par des éléments mobiles (vannes). Les barrages voûtes sont généralement curvilignes en plan (d’où leur nom) présentant une face convexe en face amont; la section en travers (section verticale) de ces barrages sont relativement des parois minces courbées. Les barrages contrefort sont des obstacles moins épaisses que les barrages gravités, soutenus par des contre forts placé normalement et à l’aval des ces obstacles. En Tunisie, selon la capacité de stockage, le volume et la hauteur de la digue, les barrages sont classés en : - Grands Barrages - Barrages Collinaires - Lacs Collinaires Niveau amont Niveau amont Pile

Corps du barrage

Bouchure bil

Niveau aval

Corps du barrage

Vanne de fond

Niveau aval

b) barrage déversoir

a) barrage poids Niveau amont

Pile Bouchure bil Niveau aval

Niveau amont

Corps du barrage radier

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Arrière radier d’Hydraulique Laboratoire

c) barrage fixe en lit de rivière

enrochements

d) barrage mobile

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Figure I-1.3 : Caractéristiques et types de barrages (d’après Aubert 1949).

ENIT

OUVRAGES HYDRAULIQUES

CHAPITRE I

GENERALITES

Les ouvrages d’adduction sont destinés à transporter l’eau à un débit bien spécifié pour des buts multiple, tel que l’alimentation d’une turbine, l’irrigation, la satisfaction des demandes en eau des régions semis arides, fournir les demandes domestiques et industriels, le transfert de l’eau, le drainage, la navigation. Ces ouvrages comportent les canaux, les galerie, les ponts, les ponceaux (buses et dalots). Les ouvrages spéciaux permettent de contrôler le débit (vannes), assurer la production de l’énergie électrique (station de hydroélectrique), station de pompage, dispositif anti-bélier, protection des rives et la correction des lits des oueds, la lutte contre le glissements du terrain et l’inondation, L’ensemble de ces ouvrages hydrauliques permet de répondre à des objectifs économiques variables constituent alors un projet intégré de gestion des ressources en eau. I-2 LES RESSOURCES EN EAU DE LA TUNISIE ET DANS LE MONDE La pluie constitue la source d’alimentation des cours d’eau. Ces derniers restituent une quantité d’eau plus ou moins importante vers la mer. La construction de barrage le long du cours d’eau permet de stocker cette eau pour satisfaire les demandes en eau pour l’irrigation, l’Alimentation en Eau Potable, la Protection contre les Crues et la production d’électricité. I-2.1 L’eau en Tunisie I-2.1.1 Pluviométrie moyenne L’importance des ouvrages hydraulique est due à la grande variation spatiale et temporelle des répartitions pluviométrique. En effet, au sud, la pluviométrie annuelle moyenne est < 200 mm/an alors qu’elle est > 1000 mm/an à l’extrême nord (Figure I-2.1). De plus, la pluie est caractérisé par des Fortes Intensités des Pluies mais qui se produit sur un Faible Nombre de Jours Pluvieux (Tableau I-2.1). Les aménagements hydrauliques (Barrages et Ponts) sur la Medjerdah et sur les oueds Zéroud et Merguellil en sont des illustrations. I I

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Figure I-2.1 : Répartition des Pluies Annuelles Moyennes sur la Tunisie Département de Génie Civil

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ENIT

OUVRAGES HYDRAULIQUES

CHAPITRE I

GENERALITES

Tableau I-2.1 : Répartition de pluie annuelle moyenne et quelques stations types en Tunisie. Pluie Annuelle Nombre de Moyenne jours pluvieux Zone (mm) (jours)

Pluie Annuelle Stations Types (mm)

I

> 600

120

Aïn Drahem 1578, Tabarka 1043 Béja 627, Bizerte 698

II

400-600

60-100

Le Kef 543, Zaghouan 481, Tunis 442

III

200-400

40-70

Kairouan 283, Sousse 319, Sfax 210

30

Gafsa 174, Gabés 185, Zarzis 210, Tozeur 190, Jerba 203, Matmata 239

IV

< 200

I-2.1.2 Ressources potentielles Les Ressources Potentielles en Eau de la Tunisie sont de l’ordre de 4.5 Milliards de m par an (Tableau I-2.2), soit aux environs de 10% des précipitations sur le Pays, estimées à 33 Milliards de m3. 3

Tableau I-2.2 : Ressources Potentielles en Eaux de la Tunisie REGION EAUX DE NAPPES NAPPES TOTAL SURFACE PHREATIQUES PROFONDES 106 m3 2190 361 183 NORD 2734 273 200 254 CENTRE 727 237 108 734 SUD 1079 TOTAL 2700 669 1171 4540 106 m3 % 60 15 26 100

% 60 16 24 100

Par les dimensions et les coûts des ouvrages requis pour leur mobilisation, les ressources en eau potentielles de la Tunisie ne sont pas toujours faciles à mobiliser. Le Tableau I-2.3 résume l’état de la situation jusqu’en 1991. Tableau I-2.3 : Ressources Potentielles Mobilisables et Mobilisées jusqu’en 1991 EAUX DE NAPPES NAPPES TOTAL RESSOURCES SURFACE PHREATIQUES PROFONDES (106 m3) (106 m3) (106 m3) (106 m3) POTENTIELLES 2700 669 1171 4540 2100 563 1139 MOBILISABLES 3825 1285 586 851 MOBILISEES 2695 TAUX DE MOBILISATION 61 > 100 75 71 (%) a) Eaux de surface La mobilisation des eaux de surface est assurée par les 5 types d’ouvrages résumés dans le Tableau suivant :

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5

ENIT

OUVRAGES HYDRAULIQUES

CHAPITRE I

GENERALITES

Tableau I-2.4 : Ouvrages et Ressources Mobilisables et Mobilisées jusqu’en 1991 Nombre Volume Nombre à Volume à Volume Total TYPE Réalisé Mobilisé Réaliser Mobiliser Mobilisé (106 m3) (106 m3) (106 m3) Grands Barrages 17 1242 21 739 1981 Barrages Collinaires 24 17.66 22 110 127.66 Lacs Collinaires 50 2.99 1000 53 55.99 Ouvrages d’Epandage 23.00 4000 43 70 Travaux de CES 430 430 TOTAL

-

1285.65

-

1375

2664.65

Les grands barrages réalisés, au nombre de 17, mobilisent un volume total de 1242 Mm (Tableau I-2.5 et Figure I-2.2). 3

Tableau I-2.5 : Grands Barrages Réalisés avant 1990 et Volumes Mobilisés Correspondant REGION GOUVERNORAT BARRAGE VOLUME6MOBILISE (10 m3) NORD BIZERTE Djoumine 136.54 Ghézala 14.15 BEJA Kasseb 50.09 Sidi Salem 447.76 NABEUL Bézirk 4.10 Chiba 6.68 Masri 2.55 Lebna 9.69 ZAGOUAN Bir Mchergua 43.95 JENDOUBA Bou-Hertma 73.01 Ben Metir 43.77 KEF Mellègue 173.80 SILIANA Lakhmes 12.07 Siliana 57.98 CENTRE KAIROUAN Sidi Saâd 93.69 Nebhana 30.17 El Houareb 42.00 TOTAL 1242.00

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6

ENIT

OUVRAGES HYDRAULIQUES

CHAPITRE I

GENERALITES

Bizerte

EL Harka Ziatine Sedjnane

Mer Méditerranée

Gamgoum Ichkeul

Ghazala

Kebir Sidi El Barak Zarga

Djoumine

Tine

Ariana

Kasseb

Zouitina

Bou Hertma

El Hajar

Tunis

Ben Metir

Abid

Lebna

Beja Sidi Salem El Hama

Jendouba

Zaghouan Siliana

Rmil

Bezirk

Masri

Chiba

Nabeul

Rmel

Mer Méditerranée

Bir Mchargua

Mellègue

Siliana

Le Kef

El Kébir Nebhana Lakhmess

Algérie Sousse

El Houareb

Kairouan

Monastir

El Breck Sidi Saad

Sfissifa

Mahdia

Kasserine

Sidi Bouzid

Kerkenna

Sfax

Sidi Aich

Gafsa

Tozeur

Gabes

Djerba Chott El Jerid Kébili

Mednine

Tataouine

Barrage programmé Barrage construit

Figure I-2.2 : Barrages réalisés et programmés en Tunisie (EGTH, 1998). Département de Génie Civil

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ENIT

OUVRAGES HYDRAULIQUES

CHAPITRE I

GENERALITES

Les grands barrages programmés pour la décennie 1991-2000 sont au nombre de 21 en plus du barrage Sedjenane dont les travaux sont terminés, sa mise en eau date de 1994. Le volume total à mobiliser par ces barrages est de 748.5 Mm3 (Tableau I-2.6). La Figure I-2.2 précise l’emplacement de ces barrages. Tableau I-2.6 : Grands Barrages Programmés pour la Décennie 1991-2000 et Volumes Mobilisés Correspondant VOLUME PHASE/REGION GOUVERNORAT BARRAGE MOBILISE (106 m3) PHASE I (90-96) NORD

BIZERTE BEJA

Sedjnane Sidi El Barrak

100 250

Complexe Barbara Zouitina R’mel

100 23

GAFSA

Sidi Aïch

20

NABEUL

El Abid El Hajar Mellila Zarga El Kébir Moula

4.5 5.0 30 25 31 23

Melah Douimis Tine Ziatine El Harka Gamgoum R’mil El Hama Breck Sfisifa

19 9 23 21 9 8 12 6 13 7.5

-

748.5

JENDOUBA NABEUL SUD PASE II (962000) NORD JENDOUBA

CENTRE BIZERTE

SILIANA BEN AROUS KASSERINE

TOTAL

-

La réalisation de ces 21 barrages portera le volume mobilisé à 1,991 Milliards de m3 sur les 2,10 Milliards de m3 mobilisables par barrages (voir Tableau I-2.3), soit un taux de mobilisation de 94%. La répartition des barrages collinaires réalisés avant 1990 avec les volumes mobilisés correspondant est donnée par le Tableau suivant.

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ENIT

OUVRAGES HYDRAULIQUES

CHAPITRE I

GENERALITES

Tableau I-2.7 : Barrages Collinaires Réalisés avant 1990 et Volumes Mobilisés Correspondant VOLUME BARRAGE REGION GOUVERNORAT MOBILISE COLLINAIRES (106 m3) 0.263 Ben Atta NORD BIZERTE 0.112 Ben Atta amont 0.253 Rehib 0.134 Zeghab 0.345 Tarfa 0.750 EL Kherba 0.564 Nechma 0.337 Chaab Eddod 0.133 Chouk El Felfel 0.550 Nechrine

TOTAL

BEJA

Tibar El Khobza

4.700 0.310

JENDOUBA

Borj El Hammam Bou Zouara F4 Bou Zouara F6 Bou Zouara F5

0.220 0.190 0.120 0.212

NABEUL

Melloul Abdel Moumen Mlaabi Sidi Jedidi

0.316 0.916 1.090 1.150

ZAGHOUAN KASSERINE

El Ogla Jedeliane

2.000 2.000

KEF SILIANA

Ain Zerga Tayania . -

0.700 0.300

-

17.665

Le volume total mobilisé par ces 24 retenues collinaires est donc de 17.665 Millions de m3, soit de l’ordre de 1.4 % du volume déjà mobilisé par les 17 grands barrages déjà opérationnels (voir Tableau I-2.4 et I-2.5). Les Lacs collinaires déjà réalisés avant 1990, sont au nombre de 50. Ils ont une capacité moyenne de 60 milles m3. La répartition de ces Lacs ainsi que des 203 Lacs programmés pour la décennie 1991-2000, est donnée par le Tableau suivant.

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ENIT

OUVRAGES HYDRAULIQUES

CHAPITRE I

GENERALITES

Tableau I-2.8 : Lacs Collinaires Réalisés et Programmés et Volumes Correspondant Mobilisés et à Mobilisés Volume Volume à Nombre Nombre à Gouvernorat Réalisé Mobilisé Mobiliser Réaliser (106 m3) (106 m3) Siliana Kairouan Nabeul Zaghouan Ben Arous Kasserine Sousse Le Kef Béja Bizerte Jendouba

19 13 6 6 4 1 1 -

1.350 1.026 0.095 0.130 0.325 0.035 0.025

23 12 22 10 3 18 32 37 19 27

17.8 4.3 14.4 12.3 2.4 22.3 11.3 11.8 6.7 6.8

TOTAL

50

2.986

203

110

Ces barrages ou Lacs collinaires qui, pris individuellement, mobilisent de faibles volumes d’eau ont un coût économique élevé que seule justifie leur incidence socioéconomique dans les régions particulièrement déshéritées où ils sont localisés. b) Eaux des nappes Les nappes phréatiques sont surexploitées sachant que leur taux de mobilisation est supérieur à 100% (Tableau I-2.3). Ce taux indique qu’en moyenne le volume d’exploitation est supérieur au volume d’alimentation de ces nappes. Donc le volume de réserve est en baisse. Le reliquat des ressources potentielles des nappes profondes est estimé à (Tableau I-2.3) : 1171-851 = 320 Mm3/an. Les actions à entreprendre pour la mobilisation de la totalité des ressources identifiées sont: - Création de 610 nouveaux forages - Remplacement de 500 forages vétustes Pour la mise en évidence de nouvelles ressources dans les régions insuffisamment exploitées, deux actions principales sont à entreprendre: 1) Prospection et Identification des aquifères secondaires (Prospections géologiques et établissement de cartes, et prospections géophysiques: électrique ou sismique). 2) Evaluation et planification de la mobilisation des ressources en eau mise en évidence (Réalisation de 1150 sondages de reconnaissance, Installation de 2300 pièzomètres de surveillance). Département de Génie Civil

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ENIT

OUVRAGES HYDRAULIQUES

CHAPITRE I

GENERALITES

Les actions suivantes sont programmées pour l’augmentation du potentiel du pays en eaux souterraines: 1) Recharge induite et alimentation artificielle des nappes : 1000 Lacs collinaires et 200 retenues de montagne mobilisant 160 Mm3. 2) Réutilisation des eaux traitées ainsi que des eaux de drainage : 180 Mm3/an traités par 57 stations vers l’an 2000, 25 stations de recharge artificielle des nappes à partir des eaux usées avec 100 bassins de recharge, 500 pièzomètres et 25 laboratoires d’analyse : Sur les 1500 Mm3 d’eau d’irrigation, 150 Mm3 d’eaux de drainage sont estimés susceptibles d’être récupérées pour une seconde utilisation. 3) Dessalement des eaux saumâtres - Eau de mer 8000 Milliards de m3 à 40 g/l en moyenne, coût très élevé - Eau saumâtre, Kerkennah, Hotels Jerbah, Champs pétroliers et zones Industrielles (Borma, Skhira , Ghannouche) 4) Vulgarisation des techniques d’économie d’eau Comprend plusieurs volets: - Socio-Economique: sensibilisation des utilisateurs, diminution des gaspillages et de pollution - Technique: modernisation conduites, amélioration robinetterie, chasses d’eau, et irrigation permettant d’économiser l’eau. - Législatif: réglementation d’allocation et de concession d’eau, police des eaux. Le coût estimatif de la stratégie de développement des ressources en eau au cours de la décennie 1991-2000 est de 1939 Millions de Dinars, année 1990, repartis comme suit: Tableau I-2.9 : Coût Estimatif de la Stratégie de Développement des Ressources en eau (1991-2000). - Barrages et autres ouvrages de mobilisation des eaux de surface 1529 MDT - Création de forages 100 MDT - Prospection et recherche de nouvelles ressources Eaux de Surface 285 MDT Eaux Souterraines 25 MDT ________________________ TOTAL 1939 MDT

Les coûts global et unitaire des investissements nécessaires pour la mobilisation des eaux de surface et profondes pour cette décennie se repartissent comme l’indique le Tableau suivant:

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ENIT

OUVRAGES HYDRAULIQUES

CHAPITRE I

GENERALITES

Tableau I-2.10 : Coûts unitaires de la Mobilisation des Eaux de Surface et des Eaux Profondes Type de mobilisation Grands barrages Barrages collinaires Lacs collinaires Ouvrages d’épandage Forages Profonds

Volume mobilisé (106 m3) 739 110

Coût global (MDT) 827 400

Coût unitaire (MDT) 1 4

53 43

87.5 80

1.7 2

288

55

0.2

I-2.1.3 Besoins ou Demandes en Eaux de la Tunisie L’estimation des Besoins ou des Demandes en Eau de la Tunisie pour l’Horizon 2010 est résumée dans le Tableau I-2.11. Ces besoins sont estimés à 1704 et 1956 Millions de m3 selon les hypothèses émises sur l’évolution des consommations en eaux potable, touristique et industrielles. La demande pour l’irrigation est la plus importante; elle représente 61 à 70 % de la demande totale. Tableau I-2.10 : Estimation des Besoins en Eau de la Tunisie (Horizon 2010) Usage

Besoins/Demande (106 m3)

%

Potable

350 ÷575

21÷30

Irrigation

1200

70 ÷ 61

Touristique

34 ÷58

2÷3

Industriel

120 ÷123

7÷6

Total

1704 ÷ 1956

100 ÷ 100

I-2.1.4 Bilan Ressources/Besoins en Tunisie Pour évaluer le bilan Ressources/Besoins correspondant à l’an 2000, nous allons supposer les deux scénarios suivants : Scénario I : - Niveau de vie du français actuel (besoin de 510 m3/an/hab pour une agriculture de pays tempéré) - Besoins : 10 Millions d’Hab. x 510 m3/an/hab : 5.1 Milliard de m3/an - Ressources (estimation 1990) : 4.5 // _______________________________________________________________________ Déficit: 0.6 Milliard de m3/an. à combler par des ressources non conventionnelles Scénario II : - Niveau de vie du français actuel (besoin de 1200 m3/an/hab pour une agriculture intensive et en tenant compte de l’aridité) - Besoins : 10 Millions d’Hab. x 1200 m3/an/hab : 12.0 Milliard de m3/an - Ressources (estimation 1990) : 4.5 // _______________________________________________________________________ Déficit: 7.5 Milliard de m3/an. à combler par des ressources non conventionnelles Département de Génie Civil

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ENIT

OUVRAGES HYDRAULIQUES

CHAPITRE I

GENERALITES

I-2.1.5 Plans de Gestion et Stratégie pour le Développement des Ressources en Eaux en Tunisie - Pans Directeurs des Eaux du Nord et de l’extrême Nord (voir § I-3.2) - Plans Directeurs du Centre et du Sud La stratégie de développement des ressources en eau au cours de la décennie 19912000 est articulée sur les 4 axes suivants: 1) Mobilisation de la Totalité des Ressources en eau actuellement identifiées 2) Prospection de nouvelles ressources 3) Recherche de ressources non conventionnelles 4) Economie de l’eau I-2.2 L’Eau dans le Monde I-2.2.1 Bilan Hydrologique Suivant la Figure I-2.3, les précipitations continentales représentent moins que le quart de l’évaporation des océans et que 39% de ces précipitations reviennent aux océans (38% comme ruissellement de surface et 1% comme écoulement souterrain), les 61% qui restent constituent l’évaporation continentale.

39 Humidité sur les continents évapotranspiration

100 Précipitations

61 Evaporation continentale

Ruissellement de surface

Humidité du sol

Substratum imperméable

385 Précipitations océaniques

Evaporation et évapotranspiration 424 Evaporation océanique

Ecoulement sous la surface Ecoulement souterrain

38 Ruissellement de surface 1 Ecoulement souterrain

Figure I-2.3 Cycle Hydrologique du Globe et Bilan Annuel en Fonction des Précipitations Continentales (Ven Te Chow et al. , 1989). Les Tableaux I-2.12 et 13, donnent le bilan annuel des eaux du globe ainsi que leur répartition sur les différentes sources. La pluviométrie moyenne est de 1270 mm/an sur les océans et 800 mm/an seulement sur les continents (Tableau I-2.12). Les océans contiennent 96.5 % des eaux du globe (Tableau I-2.13). Les eaux douces sont contenues à raison de 30.1 % dans les nappes souterraines et à raison de 69.6 % sous forme de glaces (dont 68.6 % aux pôles). Ainsi les autres sources d’eaux douces ne représentent que 0.3 % du total des 35 029.210 Milliards de m3 d’eaux douces du globe. Département de Génie Civil

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ENIT

OUVRAGES HYDRAULIQUES

CHAPITRE I

GENERALITES

Tableau I-2.12 : Bilan Annuel des Eaux du Globe Unités OCEANS CONTINENTS Superficie Précipitation

Evaporation Ecoulements vers la mer Cours d’eaux

Ecoulements Souterrains

Km² km3/an mm/an in/an Km3/an mm/an in/an Km3/an mm/an in/an km3/an mm/an in/an km3/an mm/an in/an

361 300 000 458 000 1270 50 505 000 1400 55 -

148 800 000 119 000 800 31 72 000 484 19 44 700 300 12 2 200 15 1 47 000 316 12

-

-

Tableau I-2.13 : Estimation des Quantités des Eaux du Globe % de l’eau % des Superficie Volume totale du eaux (106 km²) (km3) globe douces Océans 361.3 1 338 000 000 96.5 Eaux Souterraines Douces Salées

134.8 134.8

10 530 000 12 870 000

0.76 0.93

30.1 -

Humidité du Sol

82.0

16 500

0.0012

0.05

Glaces Polaires

16.0

24 023 500

1.7

68.6

Autres glaces et Neiges

0.3

340 600

1.025

1.0

Lacs Eaux Douces Eaux Salées

1.2 0.8

91 000 85 430

0.007 0.006

0.26 -

Marécages

2.7

11 470

0.0008

0.03

Cours d’Eaux

148.8

2 120

0.0002

0.006

Eaux Biologiques

510.0

1 120

0.0001

0.003

Eaux Atmosphériques

510.0

12 900

0.001

0.04

Eaux Totales

1902.7

1 385 984 640

100

-

Eaux Douces

148.8

35 029 210

2.5

100

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ENIT

OUVRAGES HYDRAULIQUES

CHAPITRE I

GENERALITES

I-2.2.2 Distribution des Ressources Mondiales en Eaux Les Figures I.2.4 et I-2.5 donnent les ressources potentielles et les ressources par Habitant/an. D’après ces Figures on remarque que la Tunisie est l’avant dernière du classement avec seulement 4.54 Milliards m3/an et 461.5 m3/an/hab. La Yougoslavie est classée première par le volume annuel de ces ressources, qui est de l’ordre de 265 Milliards de m3. Cependant, les ressources potentielles par habitant de la Bulgarie sont les plus importante (24 681 m3/an/hab). 300,0 250,0

Km3/an

200,0 150,0 100,0 50,0 0,0 YUG

BUL

TUR

FRA

ITA

ESP

EGY

GRE

SYR

MAR

ALB

ALG

TUN

LIB

Pays

Figure I-2.4 : Ressources Potentielles de 13 pays méditerranéens. 30000,00

Km3/an/hab

25000,00 20000,00 15000,00 10000,00 5000,00 0,00 YUG

BUL

TUR

FRA

ITA

ESP

EGY

GRE SYR MAR

ALB

ALG

TUN

LIB

Pays

Figure I-2.5 : Ressources Potentielles par habitant de 13 pays méditerranéens. La Figure I-2.6 montre la distribution des ressources en eaux mondiales par région et par habitant de certains pays de l’Afrique en comparaison avec d’autres pays du monde. La moyenne de la consommation domestiques mondiale est de 52 m3/an/hab (elle est de 104 pour les 21 pays de la Figure I-2.6). Cette consommation est autour de 6 m3/an/hab Pour certains pays (Ethiopie, Rwanda, Burundi, Bangladesh). Elle est de 244 m3/an/hab pour les Etats Unis d’ Amérique et dépasse même les 800 m3/an/hab. Généralement, la Département de Génie Civil

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ENIT

OUVRAGES HYDRAULIQUES

CHAPITRE I

GENERALITES

consommation agricole est huit fois plus grande que celle des besoins domestique. Quant à la consommation industrielle, elle ne représente en moyenne que trois fois la consommation domestique. 2500

Domestiques Industriels et agricoles

m3/an/hab

2000

1500

1000

500

0

Pays

Figure I-2.6 : Distribution des besoins Mondiales Renouvelables en Eaux par Région et par Habitant. La Figure I-2.7, donne l’évolution passée et projetée des ressources en eaux de ces pays. Entre les années 1955 et 1990, les ressources de la Tunisie ont chuté de 1127 à 540 m3/an/hab soit de 50%, et quelles vont encore chuté de 28.8 % pour arriver à près de 324 m3/an/hab vers l’an 2025 (soit près un peu plus que le dixième des ressources de la France). Ces moyennes couvrent toutes les activités humaines, domestiques, industrielles et agricoles, et elles cachent la grande variabilité locale. Pour le Yemen, les ressources projetées pour 2025 sont de 152 m3/an/hab. La consommation d’eau a plus que triplé de 1950 à 1990 (augmentation de 230 %), en partie du fait du doublement de la population et de l’augmentation de la consommation moyenne. 60 000

m3/an/hab

50 000

1955

1990

2025

40 000 30 000 20 000 10 000 0

Pays

Figure I-2.7 : Evolution Passée et Future des Ressources Potentielles (en m3/an/hab). Département de Génie Civil

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ENIT

OUVRAGES HYDRAULIQUES

CHAPITRE I

GENERALITES

I-3 OUVRAGES DE RETENUES ET HYDROELECTRIQUES EN TUNISIE ET DANS LE MONDE I-3.1 Les barrages en Tunisie Les barrages en Terre et les Barrages Poids représentent plus que 80% des barrages existants en Tunisie (Tableau I-3.1). La majorité des nouveaux barrages à construire en Tunisie et dans le Monde sont des barrages en Terre. Ces types de barrage sont également les plus répandus dans le monde. En Tunisie la production d’énergie électrique n’est pas l’objectif principal des ouvrages de retenue (Tableau I-3.1). Cette production vient renforcer la production d’électricité durant les heures de pointes de demande d’énergie. Tableau I-3.1 : Caractéristiques et Types de Barrages construits en Tunisie No

Barrage

Oued

Bassin Versant (Km²)

Apport Annuel (Mm3)

Hauteu r Max (m)

Capacit é (Mm3)

Type

1 2 3 4 5 6 7 8 9

Djoumine Ghazala Kasseb Medjerdah Bézirk Chiba Masri Lebna Miliane

418 48 101 18 000 84 64 53 189 1263

100 9.7 59 580 46 5.5 3.4 9.69 46

53 31 54 60 24 29 35 22 41.5

130 11.7 81.88 1100 6.46 7.82 6.85 30.20 52.93

Terre Terre Voûte Terre Terre Terre Terre Terre Terre

10

Djoumine Ghazala Kasseb Sidi Salem Bézirk Chiba Masri Lebna Bir Mchergua Bou Hertma

Bou Hertma

390

81

41

177.5

11

Bni Mtir

Ben Metir

103

55

78

57.15

12

Mellègue (Nebeur)

Mellègue

10300

188

71

267.66

13 14

Lakhmess Siliana

Lakhmess Siliana

127 1040

9.5 57.98

36 53

8 70

15 16

Sidi Saad Nebhana

Zeroud Nebhana

8570 855

100 37

70 57

209 87.21

17

El Houareb

Merguellil

1120

42.87

33

95.31

18 19

Sedjnane Zouara

377 899

100 251

50 30

138 275

20

Sedjnane Sidi El Barrek Zouitina

Terre + Enrochemen ts Contreforts + Terre Voûtes mult. + Contrforts + Terre Terre Terre compactée Terre Terre + Enrochemen ts Terre + Enrochemen ts Terre Terre

Barbara

177

80

65

74

21 22

Laroussia El Kébir

Madjerdah Kébir

271

11

16 37

5.5

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Terre + Enrochemen ts Béton Poids

Année de mise en eau 1983 1984 1969 1982 1959 1953 1968 1988 1971

Usine HydroElect.

1975

Non

1954

Oui

1954

Oui

1968 1987

Non Non

1981 1965

Non Non

1989

Non

1994 2000

Non Non

2000

Non

1954 1925

Oui Non

Non Non Oui Oui Non Non Non Non Non

ENIT

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CHAPITRE I

GENERALITES

I-3.2 Plan Directeur de l’utilisation des Eaux du Nord Le PDEN établie entre 1970-1974 est un plan d’opération à long terme (horizon 2020) qui a pour objectif la maîtrise de la mobilisation des ressources en eau de surface de la Tunisie du Nord pour la satisfaction des besoins en eau potables des principales zones urbaines du Nord et côtière Est (Nabeul, Sahel et Sfax) et pour l’irrigation des superficies agricoles répartie le long de la vallée de la Medjerdah dans le bassin d’Ichkeul et dans le Cap-Bon. Les ressources en eau mobilisées concernent les bassins versants de : la Medjerdah et ces affluents, l’Ichkeul, Zouara, Kébir Tabarka et Barbara. Le système d’interconnexion des barrages implantés dans ces différents bassins versants est assez complexe, il a fallu établir un modèle mathématique permettant de simuler le fonctionnement de l’ensemble des ouvrages hydrauliques prévus et une meilleur gestion des eaux stockées (fonctionnement normal et en temps des crues). Ce modèle a permis de résoudre les nombreux problèmes relatifs à la qualité et à la quantité qui sont posés en prenant compte de la totalité des sols possibles envisagés pour assurer la satisfaction en eau du Nord de la Tunisie. La réalisation des composantes de ce projet c’est effectué en plusieurs tranche successifs, la dernière tranche est programmé pour être achevé à l’en 2025. I-3.2.1 La vallée de la Medjerdah La principale composante du projet est constitué par le barrage de Sidi Salem qui maîtrise la Medjerdah sur un bassin versant de 18 250 km2. La partie amont du barrage Sidi Salem comporte quatre barrages : Kasseb, Ben Metir, Bou Heurtma et Mellègue. A l’aval de Sidi Salem, le principal effluent de la Medjerdah est maîtrisé par deux barrages Seliana et Lakmess. Il reste a maîtrisé les eaux de Khalled, Chafrou, et Rmil (Figure I-2.2). La qualité des eaux des affluents du gauche de la Medjerdah est excellente, celles des affluents de la rive droite est moins bonne. C’est pour cette raison qu’il a été envisagé d’améliorer la qualité des eaux du barrage de Sidi Salem par leur mélange avec les eaux excédentaires de l’Ichkeul. I-3.2.2 Bassin de l’Ichkeul Il comporte plusieurs barrages : Sedjenane, Ghazala, Mellah, Tine et Djoumine qui permettent l’irrigation. Djoumine et Sedjnane permet également le transfert d’une quantité d’eau vers le canal Medjerdah Cap-Bon pour améliorer les eaux de Sidi Salem. I-3.2.3 Bassin de Zouara Les ressources de ce bassin seront mobilisé par le barrage de Sidi El Barrek, les eaux retenue seront pompé jusqu’au bassin de Sedjnane puis transféré par le barrage Sedjenane et ces adductions jusqu’au canal Medjerdah-Cap-Bon. I-3.2.4 Bassin de Tbourba Les eaux de ce bassin mobilisé par le barrage Moula, El Kebir, Zarga. Une partie de ces eaux sera utilisé sur place et le reste sera véhiculée vers Sidi El Barak pour être pompé dans le bassin de Sedjenane. I-3.2.5 Bassin de Barabara Les eaux de Barbara qui seront utilisées par les barrages Zouitina et Mellila compenseront les ressources retenues par les barrages réalisés en Algérie sur la Medjerdah et amélioreront les qualités des eaux de Sidi Salem.

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CHAPITRE I

GENERALITES

I-3.2.6 Gestion des différents ouvrages Pour permettre une gestion souple de cet ensemble d’ouvrages, deux grands axes ont guidés leurs conceptions : • la possibilité d’interconnexion entre les barrages situés dans un même bassin versant, • la possibilité de transfert d’un bassin versant à un autre Cette conception permet d’optimiser la gestion d’eau utilisée. En effet, compte tenu des interconnexions entre ces barrages et des transferts entre les bassins versants et avec la création d’un barrage de grande capacité situé sur l’axe central de sites d’aménagement, il est possible : • d’éviter le plus possible les déversées des barrages vers la mer et de stocker ainsi le maximum d’eau • d’améliorer la qualité de l’eau utilisé par la possibilité de mélange entre les apports des affluents de la ligne droite de la Medjerdah qui sont de qualité médiocre avec les apports de la rive gauche et du bassin de l’extrême Nord dont la qualité est bonne. I-3.3 Les barrages dans le monde

Nombre

La capacité de stockage des barrages représente actuellement près de 6 000 Km3. Les barrages contribuent donc efficacement à la gestion des ressources mondiales en eau qui sont limités, mal réparties et peuvent présenter de grandes variations saisonnières. Suivant le Registre Mondial des Grands Barrages (1998), deux grandes catégories de barrages peuvent être distinguées (Figure I-3.1) : • les barrages à but unique (17 953), • les barrages à buts multiples (14 656).

10000 9000 8000 7000 6000 5000 4000 3000 2000 1000 0

Unique

H

A

P

I

N

L

Multiple

E

X

Buts du barrage

H : Hydroélectrique ; A : Alimentation en eau ; P : Protection contre les crues ; I : Irrigation ; N : Navigation ; L : Loisirs ; E : Elevage de poissons ; X : Autres. Figure I-3.1 : Classification des barrages de 81 pays jusqu’en 1998 suivant leurs buts (d’après le Registre Mondial des Grands Barrages, 1998)

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CHAPITRE I

GENERALITES

Dans la première catégorie, le plus grand nombre de barrages sont destinés à l’irrigation avec un pourcentage de 48 % alors que 21 % est utilisé pour la production électrique (40 % en Europe), 15 % est destinée à l’alimentation en eau domestique et industrielle. En ce qui concerne les autres buts, nous distinguons dans l’ordre décroissant : la protection contre les crues (8 %), les loisirs (4 %) et à un moindre degré, la navigation et l’élevage de poissons. Les barrages à buts multiples représentent une proportion importante de l’ensemble des ouvrages, soit près de 45 %. Ce type d’aménagement est de plus en plus associé au développement économique des pays. Dans cette catégorie, l’irrigation tient également la première place. Viennent ensuite la protection contre les crues, la production d’électricité, l’alimentation en eau domestique et industrielle, les loisirs et, à un moindre degré l’élevage de poissons et la navigation. Aujourd’hui, il y a plus de 800 000 barrages dans le monde avec environ 45 000 d’entre eux avec une hauteur de plus de 15 m. Les principaux pays constructeurs de barrages se trouvent en Europe (environ 7000 barrages), en Amérique du Nord (plus de 7800 barrages) et en Asie (près de 30 000 barrages). Les plus grands barrages du monde, suivant différents critères de classification, sont résumés dans le Tableau suivant. Tableau I-3.2 : Les plus grands barrages du monde suivant quatre critères Critères Hauteur Capacité de la retenue Bassin Versant Volume du barrage

Nom du barrage Rogun Syncrude Tailings Assouan Yacambu

Pays Tajikistan Canada Egypte Venezuela

Caractéristique 335 m 540 000 106 m3 2 200 000 Km2 3 600 106 m3

L’analyse du nombre des barrages entre 1909 et 2000 pour chaque décennie et pour 81 pays du monde montre que 82 % des barrages ont été construits après les années 1950 avec un ralentissement constaté dans la décennie 1980-1989 (Figure I-3.2).

Nombre de barrage

6000 5000 4000 3000 2000 1000 0 hc : ce sont les cas les plus fréquents. Le niveau du fond du bassin peut être déterminé de telle sorte que l’énergie résiduelle en aval du bassin soit compatible avec les conditions du mouvement du courant dans le lit de l’oued. Cependant, en fonction des différents débits, l’énergie résiduelle peut être supérieure ou inférieure à celle compatible avec le courant aval. Elle peut donc donner lieu soit à un rapprochement soit à un éloignement du ressaut par rapport au coursier. Dans ces cas, il est conseillé d’intervenir sur la profondeur du bassin et de prévoir des dispositifs de dissipation supplémentaires (barres, dents, ...). Ceci permettra de réduire la longueur du bassin par rapport à la longueur nécessaire en cas de ressaut en condition normale II-10.5 Conclusions

Pour conclure cette partie sur les évacuateurs de crues, notons qu’il n’y a pas de solution type. Pour un même projet, différentes solutions doivent être étudiées et comparées entre elles sur les plans techniques, sécurité de l’ouvrage, économique et facilité de mise en œuvre. Il faut également rappeler les principaux facteurs qui peuvent influencer sur le coût de l’évacuateur de crues : - la résistance des sols à l’érosion qui conditionne la nécessité ou non du revêtement - les caractéristiques des déblais du chenal qui permettent leur utilisation pour la construction de la digue. Cet élément conditionne en grande partie le coût de l’évacuateur parce qu’il permet la meilleure utilisation des produits des excavations - la simplicité de la conception - et enfin la topographie du site. Département de Génie Civil

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CHAPITRE III

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CHAPITRE III

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III-1 IMPLANTATION ET CRITERES DE CHOIX DU TYPE D’OUVRAGE III-1.1 Introduction Les ouvrages de prise d’eau ont pour but de prélever dans un cours d’eau ou dans un réservoir le débit nécessaire à chaque instant à l’utilisation (Irrigation, Station de Traitement d’Eau Potable ou de Production d’Energie Electrique), en éliminant, dans tous les cas et dans la mesure du possible, les matières solides transportées par le cours d’eau et en réduisant les pertes de charge à l’entrée de la prise. Il faut noter que dans beaucoup de petites retenues, il n’est prévu aucun système de prise. Les prélèvements d’eau se font grâce à un tuyau (rigide ou souple) muni d’une crépine et simplement plongé dans l’eau, soit à partir de la digue soit sur une rive. Les ouvrages de prise comportent, en général, trois parties principales (Figure III-1.1) : - un ouvrage d’entrée muni d’un seuil (S1) - des dispositifs de réglage du débit dérivé (B), constitués essentiellement par le barrage mobile qui permet de modifier le niveau du plan d’eau en agissant sur les bouchures mobiles et, par un déversoir latéral aménagé à l’entrée du canal de dérivation. - des ouvrages de dégravement, de dessablage (D) et d’élimination des corps flottants (G1 et G2) . B : barrage ; S1 et S2 : seuils G1 : Grosse grille G2 : Grille fine V1 et V2 : vannes de chasses

Galerie de chasse Qav B Canal d’amenée

V1 Dessableur (D)

S1

X

S2

Y

Qe

G1 S1

G2 S2

Profil en long suivant X-Y V2

Figure III-1.1 : Prise d’Eau en Rivière (Ginocchio, 1959).

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CHAPITRE III

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III-1.2 Prises d’Eau en Cours d’Eau Pour une prise en cours d’eau, le meilleur emplacement du débouché de l’ouvrage de dérivation, est sur la rive extérieure d’une courbe de l’oued (Figure III-1.2). Cette disposition permet, grâce au courant secondaire résultant de la force centrifuge, de limiter l’entrée des matériaux transportés par charriage dans la prise. Derivation (a)

Y Qder Seuil de prise (S1) Q Qav X Y

Barrage X

(b)

Figure III-1.2 : Prise d’eau dans une courbure (d’après Bouvard, 1984 et Ginocchio, 1959). a) Emplacement optimum. b) courant secondaire.

Dans le cas d’une prise implantée sur un alignement droit d’un cours d’eau, un système d’épis amont, peut créer une courbe artificielle (Figure III-1.3), qui aura le même effet sur les matériaux du fond.

Qav

Epis amont

Qde Dérivation

Figure III-1.3 PriD c4‡ç T ‹;¿Âdâ*61i 3,× ³R8Droit (d’après III-1.3 Prises d’Eau en Réservoir Les prises en réservoir doivent être établis en tenant compte des conditions de sédimentation des réservoirs. En effet, la construction d’un réservoir modifie les conditions d’écoulement du débit solide, aussi bien pour le transport par charriage que pour le transport par suspension (Figure III-1.4). Les matériaux transportés par charriage (gravier, sable grossier) se déposent en tête de la retenue, c’est à dire vers l’extrémité amont de la courbe de remous.

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CHAPITRE III

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Les matériaux en suspension (sable fin, limon, vase) se déposent au fond de la retenue au pied amont du barrage, pour se consolider avec le temps et acquérir une cohésion importante. Ils constituent alors une tranche morte du réservoir, laquelle est surmontée par la tranche utile qu’il convient de conserver libre de toute sédimentation. La tranche morte peut représenter une fraction importante du volume total de la retenue 25 % pour le barrage d’Aswouan en Egypte par exemple (30 milliards de m3 sur 120 milliards à raison de 60 Millions de m3/an sur 500 ans).

A

Tranche utile Gravier et sable grossier Tranche morte Sable fin et vase

Figure III-1.4 : Sédimentation d’un Réservoir en Fonction du Temps (d’après Ginocchio, 1959). III-2 DISPOSITIONS CONSTRUCTIVES-PRINCIPES DE DIMENSIONNEMENT III-2.1 Dispositions constructives III-2.1.1 Prises en Cours d’Eau Les dispositions qui précèdent (§ III-1.2) permettent de réaliser le dégravement local (c’est à dire d’empêcher que les matériaux entrent dans la dérivation), mais il convient de prendre des dispositions pour réaliser un dégravement aval, c’est à dire de la section du cours d’eau située en aval de la prise (transit des matériaux); En effet, du fait du prélèvement du débit Qe, le débit Qav = Q - Qe , dans le cours d’eau à l’aval de la prise, peut être insuffisant pour entraîner les matériaux de fond et ceux-ci s’accumulent dans l’oued en aval du barrage (Figure III-1.3). Pour remédier à cet inconvénient, il est quelquefois nécessaire de réaliser un calibrage du lit mineur (pente et section) pour accroître la puissance de transport hydraulique. Comme il est même nécessaire, dans certains cas, de réduire volontairement le débit dérivé ou de prévoir des lachures ou chasses d’eau (par des mesures d’exploitation), de façon à maintenir dans le cours d’eau un débit aval suffisant pour entraîner les matériaux : Cas des barrages Sidi Salem et Laroussia sur la Medjerdah (Figure III-2.1). III-2.1.2 Prises en Réservoirs La prise d’eau proprement dite peut être: - Fixe au Fond, au pied du barrage, (Figure III-2.2) - Fixe à une Tour de Prise (Figure III-2.3). - Flottante ou avec seuil mobile, (Figure III-2.4)

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CHAPITRE III

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C C B

42.00 Axe du barrage Laroussia

Y12

Y11 90°

Axe de la prise du Grand-Canal

31.50 32.00

B

87°

30.00 34.70

27.50 36 38.5 32 34 30

38.5

Plate forme triangulaire

37

27

Axe de la prise du canal Medjerda-CapBon

35 33 30 27

Rideaux de palplanches

42.00 38.50 34.84

Sens de l’écoulement 68°

38.5 38.5

27 27

Rive droite

Rive gauche

Echelle :

10 m

Figure III-2.1 : Les différents ouvrages de la retenue de Laroussia. Etude sur modèle réduit (Hafsia, 1998).

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X

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Rainure de guidage de la

Salle de manœuvre de la vanne

RN

Vanne Grille en béton armé Galerie d’amenée

Y

X

Y

Amont

Aval

Salle de manœuvre

Echelle 5

Grille

0 10

15

20

25 m

Coupe X-Y

Grille

Entrée de la prise d’eau

Coupe X-Y

Prise d’eau en réservoir (schéma de principe)

Vanne Conduite Prise d’eau à travers un barrage (prise sans tour)

Figure III-2.2 Prises d’Eau dans une Retenue (d’après Ginocchio, 1959).

RN Tour de prise d’eau Servo-moteur X

Y Coupe X-Y

Grilles Puits d’aération Puits des vannes

Rainure à batardeau

Vanne

Vue d’ensemble en plan

Coupe verticale

Figure III-2.3 : Schéma de principe d’une prise d’eau avec tour (Ginocchio, 1959).

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1970 Niv. Max.

Prise cylindrique Volume exploité Course de 15

Rive gauche

1947.5 Niv. Min.

Rive droite

1940 Niv. Min. actuel 1932

Niv. max. possible de limons Niv. Max. de limons

1925

Qmax = 14 m3/s

Mur peigne de retenue

Grille obturée

Pertuis de vidange

Figure III.2.4 : Prise flottante : Aménagement de la grande Dixence (Bouvard, 1984). Dans le cas où le canal d’amenée à surface libre comporte à son extrémité aval un réservoir appelé « chambre de mise charge » auquel sont reliés les conduites forcées (Figure III-2.5), ce réservoir doit remplir les conditions suivantes : - sa profondeur doit être telle que l’entrée des conduites forcées soit toujours audessous du niveau du plan d’eau, afin d’empêcher l’entrée d’air dans les conduites qui produit des vibrations dans les turbines, - son volume doit être en rapport avec l’irrégularité de fonctionnement de la centrale, pour éviter que la vidange de la chambre en cas d’augmentation brusque de la puissance fournie par les turbines ; le volume du canal d’amenée peut être utilisé en partie pour jouer la régularisation, - la forme de la chambre doit épouser aussi étroitement que possible le profil du terrain pour réduire le volume de déblais, - la chambre doit être munie d’un déversoir, débitant dans un canal d’évacuation conduisant l’eau en excédant dans le cours d’eau aménagé, en cas, de réduction de puissance fournie par les turbines. Portique de dégrillage

RN Retenue minimum

Grille

Vanne Conduite forcée

Figure III-2.5 : Chambre de mise en charge (Ginocchio, 1959).

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CHAPITRE III

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Les ouvrages de prise d’eau en réservoir sont pratiquement toujours alimenté en charge. Ce qui permet de modifier le débit de prélèvement sans délais pour répondre aux fluctuations de la demande (Centrales Hydroélectriques, Irrigation et usines de traitement d’eau potable). Dans ces cas, la prise ne comporte pas de dispositif de dégravement ou de dessablement : la retenue elle-même joue le rôle correspondant. La prise peut se faire soit par galerie latérale soit par conduite forcée à travers le barrage. Dans le second cas, la prise peut débouchée directement dans la retenue comme elle peut déboucher à l’intérieur d’une tours de prise (Figure III-2.6). La prise d’eau doit donc être prévu pour alimenter soit une galerie en charge, soit directement une conduite mais souvent une combinaison des deux, galerie en amont (ayant servie de dérivation provisoire lors du chantier) et conduite en aval de la digue. L’adduction peut servir en même temps pour la vidange du réservoir ; elle peut être sous pression ou à surface libre (Figure III-2.6). Si elle est en charge, la conduite doit être parfaitement étanche afin d’éviter tout risque de formation de pressions interstitielles à l’intérieur du corps du barrage. Le matériaux couramment utilisé est l’acier avec un diamètre > 800 mm et une vitesse < 6-7 m/s. Les canaux à surface libre sont en acier de diamètre > 1 m et même à des conduites en béton de forme ovoïde qui doivent être bien aérée afin d’éviter la création de phénomènes de pulsation. Ces canaux sont recommandés lorsque les risques d’obstruction par des dépôts solides sont à craindre.

a) Ouvrage de prise et de vidange sous pression

b) Ouvrage de prise et de vidange à surface libre

Figure III-2.6 Ouvrage de Prise et de Vidange (d’après PNUD/OPE , 1987). Dans tous les cas, les calculs doivent tenir compte de la flèche de déformation longitudinale due au tassement des fondations sous l’action du poids du barrage (Figure III-2.7).

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CHAPITRE III

OUVRAGES DE PRISE D’EAU

f

Figure III-2.7 : Déformation due au tassement et flèche due au poids du remblai (PNUD/OPE, 1987). III-2.2 Principe de dimensionnement La cote du seuil d’une prise d’eau est fixée de telle manière que le canal d’amenée est capable de dériver le débit maximal lorsque le plan d’eau dans la retenue est égale à la cote de la crête du barrage déversoir (s’il s’agit d’un barrage fixe) ou celle des vannes mobiles (dans le cas d’un barrage mobile). Partant de cette cote, il s’agit de déterminer les dimensions (hauteur, largeur, etc.) des ouvrages successifs de la prise d’eau : vannes, déversoirs, bassins, etc. pour que le débit maximal dérivé lui correspond une hauteur convenable au dessus du radier du canal d’amenée. Pour résoudre ce problème supposons que les caractéristiques de l’écoulement dans le canal d’amenée et sa géométrie sont connues (section transversale, nature des parois, etc.); en particulier la profondeur h correspondant au débit Q est connue. Si R est la cote du radier d’entrée du canal (Figure III-2.8), celle du plan d’eau dans la retenue est (R+h). Partant de cette cote, le calcul s’effectue d’aval en amont (en sens inverse du trajet de l’eau dérivée) pour remonter à celle du plan d’eau dans la retenue en rajoutant les variations des hauteurs d’eau qui se produisent entre le seuil de prise et le canal. Ces variations sont dues à des pertes effectives de hauteurs ou à des pertes de charge (changement de direction, grille). Barrage RN

∆h3

∆h2 Q Bassin

Canal

∆h1 R

h

Figure III-2.8 : Principe de dimensionnement d’un ouvrage de prise (Varlet, 1965). III-3 LES OUVRAGES D’EPURATION III-3.1 Principe de fonctionnement Ces ouvrages permettent le dégravement, le dessablage et l’élimination des corps flottants dont chacun doit comporter un dispositif arrêtant les matières solides et un dispositif restituant au cours d’eau les matières arrêtées. Les matières solides à éliminer sont:

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CHAPITRE III

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- Les Matériaux transportés par Suspension: Limon (diamètre compris entre 1/100 et 5/100 mm), Sables Fins (5/100 - 0.2 mm). - Les Matériaux transportés par Charriage : Sable et Galets ( diamètre > 2 mm) - Les corps Flottants (Arbres, Feuilles,...) Le Dégravement est effectué par des dispositifs placés en amont de l’entrée de la prise, en partie dans le cours d’eau. Les dégraveurs sont de deux types principaux: 1) La Passe à gravier, un chenal délimiter par le seuil S1 et qui franchit le barrage par un pertuis de faible largeur fermé par une vanne V1 (Figure III-1.1). Le Dessablage (Elimination des Matières en Suspension) est effectué dans des dispositifs spéciaux placés à l’entrée des ouvrages de transport ou d’amené. Ces ouvrages sont appelés Chambre de Décantation ou Dessableurs (Figure III-3.1). L’Elimination des Corps Flottants su fait par une Grille G1 à gros barreaux disposée à l’entrée du canal de dérivation (au droit du seuil S1) et d’une grille G2 relativement fine à l’entrée du canal d’amenée (Figure III-1.1). Le nettoyage des grilles est effectué au moyen de râteaux manœuvrés à la main (Prise du Canal MCB du Barrage Laroussia) ou de dégrilleurs mécaniques dans les grandes installations (Prise Ghdir El Golla sur le Canal MCB). Vam Tranquilliseur

Vv Vp

Vav

Purgeur

Canal de purge Coupe longitudinale Vam

Coupe X-Y

X

Vv Vp Vav Vam : Vanne amont Vv : Vanne de vidange Vp : Vanne de purge Vav : Vanne aval

Y

Galerie d’évacuation Vue en plan

Figure III-3.1 Schéma Type d’un Dessableur Dufour II (d’après Ginocchio, 1959). III-3.2 Dispositifs de Dévasement des Retenues Dans le cas ou le dépôt de vase au fond de la retenue est important et réduit la capacité utile du réservoir, le barrage peut être équipé dans sa partie inférieure de canalisations montées en dérivation sur les vannes de vidange. Ces canalisations sont munies de vannettes qui permettent de mettre en communication le fond de la retenue avec l’aval sans manœuvrer les vannes de vidange. Ouvertes au moment opportun pendant et après les crues, ces canalisations donnent passage aux courants de fond de retenue jusqu’au barrage; les eaux chargées ainsi évacuées se déversent à l’aval du barrage.

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CHAPITRE III

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Le système de dévasement du barrage Mellègue (Nebeur) par exemple (Figure III3.2), est équipé de 3 conduites de dévasement; deux ont un diamètre de 700 mm et la troisième un diamètre de 400 mm. Un dispositif d’injection d’eau sous-pression est prévu pour permettre de désagréger un bouchon de vase qui réussirait à se former.

A Vanne de dévasement

Vidange de fond Galerie de dérivation

Prise d’eau

Déversoir

Digue RG

Usine B Oued Mellègue Echelle 0

50

Vue en plan

100 m x

RN Echelle

Servomoteurs Reniflard

0

5 10 15 m

Prise d’eau supérieure

y

Prise d’eau inférieure

Canalisation d’eau sous pression

Vue en plan Servo-moteurs

Crue Alternateur Conduite de vidange

Etiage

Coupe A-B

Turbine

Vannes Vue en coupe suivant x-y

Figure III-3.2 Système de Dévasement du Barrage Mellègue (Nebeur) (d’après Ginocchio, 1959).

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CHAPITRE III

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III-3.3 Le modèle de Vélikanov C’est un modèle énergétique de transport en suspension global (c’est à dire qu’il ne donne pas accès aux profils de concentration mais permet l’évaluation de la capacité de transport d’un écoulement. Considérons une particule solide de volume V et de vitesse de chute Wc transportée par un écoulement de vitesse moyenne U (Figure III-3.3). L A

U

U

H Wc

Figure III-3.3 : Capacité de transport d’un écoulement (Ginocchio, 1959). L’énergie que doit fournir l’écoulement pour maintenir une seule particule en suspension, naturellement décantante, est égale à : W E élem = ( ρ s − ρ ) g V L c (III-3.1) U fl avec, Ufl est la vitesse du fluide Pour l’ensemble de l’écoulement, le volume de particules qui traversent une section droite de l’écoulement est : Qs dt, son poids apparent Qs (ρs - ρ) g dt et sa vitesse de chute moyenne L Wc /U et U la vitesse moyenne; d’où le travail nécessaire sera : W E = ( ρ s − ρ ) g Qs dt L c (III-3.2) U La puissance dissipée pour ce maintien en suspension s’écrit alors : W (III-3.3) Ps = ( ρ s − ρ ) g Qs L c U La puissance disponible fournie par le fluide est : (III-3.4) Pf = ρ g Q ∆H avec :

u*2 ∆H = J L = L gH

(III-3.5)

soit :

u*2 H Vélikanov pose alors : Pf = ρ g Q L

(III-3.6)

Qs Vs = Q V avec, Cv,t étant la concentration volumique transportée,

Ps = η Pf

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et

C v ,t =

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(III-3.7)

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CHAPITRE III

Nous obtenons par identification : ⎛ ρ ⎞ u*2 U ⎟⎟ C v ,t = η ⎜⎜ ⎝ ρ s − ρ ⎠ g H Wc

OUVRAGES DE PRISE D’EAU

(III-3.8)

Les variations de η se font dans une fourchette de 0.0003 à 0.007 ; η = 0.0003 correspond à la concentration minimum transportée, en dessous de laquelle l’écoulement fluide aura tendance à éroder son lit ; η = 0.007 correspond à la concentration maximum que l’écoulement est capable de transporter, et au dessus de laquelle il aura dépôt (c’est la capacité de transport). L’expression (III-3.8) montre qu’à débit donné, si H diminue, la vitesse augmente et la capacité de transport aussi, et inversement. Exemple On donne : J = 4 10-4 m ; H = 1 m, K = 50 SI; ρs = 2.65 103 Kg/m3 ; Wc = 10-3 m/s Déterminer la capacité de transport maximum et minimum? U = 1 m/s, u* = (g H J)1/2 = 6.3 10-2 m/s C v ,t = 0.24η La capacité maximum de transport est alors Cv,t = 1.7 10-3 soit 4.5 g/l, ce qui est énorme, alors que la concentration minimum est de 7.2 10-5 soit 0.19 g

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CHAPITRE IV

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CHAPITRE IV

OUVRAGES D’ADDUCTION IV-1 INTRODUCTION Les ouvrages d’Adduction assurent le Transport des eaux depuis son captage jusqu’à la zone de distribution. Il s’agit soit de conduite en charge (forcée ou sous pression ), soit de canal à surface libre (la limite supérieure de la géométrie du domaine constitue une inconnue). Le choix entre une Adduction à Surface Libre ou en charge dépend des considérations suivantes : Hydrauliques (débit, charges amonts et aval), Topographiques (Tracé en Plan et Profils en Long et en Travers), Géotechniques (Nature et Résistance des Terrains à traversés) et enfin Economique (Coûts). Généralement, l’aqueduc (canal d’amenée à surface libre) s’arrête à la limite des plateaux et une ou plusieurs conduites sous pression le remplace dans la traversée de la vallée. Ces conduites constituent un siphon renversé (Figure IV-1.1). Aqueduc enterré

Aqueduc sur arcades

Aqueduc enterré

Conduite forcée (siphon)

Aqueduc enterré

Pont aqueduc

Source

Rivière

U non # Q

U#Q

Coupes types des aqueducs

Figure IV-1.1 Adduction à Surface Libre et en Charge (d’après Dupont, 1971). L’Adduction peut être gravitaire, pompée ou mixte. Dans une adduction gravitaire, le point de captage (ou réservoir amont) se situe à une altitude supérieure à celle du réservoir aval. Dans une adduction pompée, la situation est inversée (réservoir aval plus haut que le réservoir amont). Dans le cas des adductions mixtes, le réservoir amont d’une adduction gravitaire peut être alimenté par de l’eau refoulée par une station de pompage; cette eau est ensuite évacuée vers le réservoir bas. Généralement, les adductions avec stations de pompage sont assurées par des conduites en charge. Les adductions gravitaires se font soit par conduites à surface libre (Aqueducs, Canaux, Galeries, Tunnels,...) soit par des conduites en charge. Pour un même débit, l’écoulement se fait avec des pdc plus importantes dans une conduite forcée que dans une conduite à surface libre à faible pente de même diamètre, quand le plan d’eau correspond au passage du débit maximal. Ainsi, si la pente disponible est très faible et, surtout, s’il s’agit d’un débit important à transiter, l’adduction à surface libre apparaît, a

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priori, comme étant la solution la plus indiquée (c’est le cas du canal MCB et du Canal d’Irrigation de la basse vallée de la Medjerdah, par exemple). Le Tracé en plan et le profil en long doivent être choisis de sorte à minimiser les coûts de construction et d’exploitation des adductions et à respecter les contraintes hydrauliques des installations (pressions et vitesses max et min par exemple). IV-2 CONDUITES ET GALERIES EN CHARGE IV-2.1 Rappel d’Hydraulique IV-2.1.1 Régime Permanent La forme générale de l’expression de la vitesse moyenne de l’écoulement est donnée par : U = K Ra Jb

(IV-2.1)

avec, R : rayon hydraulique J : pente hydraulique ou pente de frottement ou perte d’énergie par unité de longueur K, a et b des coefficients qui dépendent du régime d’écoulement (Tableau IV-2.1). Tableau IV-2.1 Résumé des Formules Monômes (d’après cours HG, 1996) Formule

Expression de U U= A* R2 J

Expression de K A* = 2g / cν

A(1)

Dimen -sion 1/LT

U= B R5/7 J4/7

B = 7.72 g4/7 /ν1/7

B(2) U= D R7/11 J6/11

L2/7/T

D= 11.25 g6/11 /ν1/11

(3)

L

D

U= L R5/6 J1/2

m s

B= 198(ν10°C/ν)1/7 D= 134(ν10°C/ν)1/11

/T L = 20.2 / k1/3

L = 6.46 g1/2 / k1/3 L1/6 /T

L U= M R2/3 J1/2 M

4/11

Valeur SI Unité g =9.806 SI 6 A*=3.77x10 (ν10°/ν) -1 -1

M = 25.8 / k1/6

M = 8.25 g1/2/ k1/6 1/3

(4)

L U = N R7/12 J1/2

/T N = 41.3 /k1/12

N = 13.18 g1/2 / k1/12 L5/12 /T

N

m2/7/s m4/11/s m1/6/s m1/3 /s m5/12/s

(1)

HAGEN-POISEUILLE (2)BLASIUS (3)HAZEN-WILLIAMS (aprroximative) MANNING avec, g : accélération de la pesanteur c : coefficient ν : viscosité cinématique du liquide k : coefficient de rugosité au sens de Nikuradse Le domaine de validité des formules monômes en fonction du nombre de Reynolds se rapportant à l’échelle de la rugosité (u* k/ν où u* désigne la vitesse de frottement), du nombre de Reynolds de l’écoulement (U R/ν) et de l’inverse de la rugosité relative (R/k) est illustré sur la Figure IV-2.1. (4)

103

L 102

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u

*

= 4 . 32

M

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R k

70 & Z. HAFSIA- Version 2012) (par K.MAALEL N

A

ν

10

R k

Page 113 = 276

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CHAPITRE IV

OUVRAGES D’ADDUCTION

Remarque: A* , B et D dépendent de la température comme ν, mais indépendantes de k L , M et N sont indépendantes de la température, mais dépendent de k. (ν10°C/ν) = [(42.2+T)/52.2]3/2

0°C ≤ T ≤ 80 °C

(IV-2.2)

Les valeurs de la viscosité en fonction de la température sont résumé dans le Tableau suivant : Tableau IV-2.2 : Valeurs de la viscosité suivant la température température ( °C ) ν ( m²/s 106 )

0

5

10

15

20

30

1.792 1.52 1.31 1.14 1.006 0.80

40

50

0.66

0.56

60

70

800

90

100

0.48 0.41 0.36 0.33 0.30

IV-2.1.2 Cas des écoulements turbulents Le régime turbulent est prédominant dans tous les ouvrages hydrauliques, sachant que la vitesse moyenne U, et le rayon hydraulique R, ont le même ordre de grandeur (U R > 1 en général); et le Nombre de Reynolds est de l’ordre de (Re ≅1/ν = 106 >>> Recr = 2500). Pour un régime turbulent (Zone L , M ou N), b = 1/2, l’équation IV-2.1 donne : ∆P U2 J =− = 2 2a (IV-2.3) ρ g ∆l K R Pour la zone M ou de Manning-Strickler, zone la plus fréquemment rencontrée, 5 < R/k < 273 , b = 1/2 et a = 2/3, nous avons : U2 J = 2 4/3 (IV-2.4) M R 8.25 g 1 / 2 1 =K= n k 1/ 6 Dans le cas où la conduite a une forme circulaire de diamètre D, le rayon hydraulique R a pour valeur D/4 et la loi exprimée sous la forme (IV-2.4) s’écrit: λ U2 J= (IV-2.5) D2g avec, M =

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avec, λ =

8g M 2 R1 / 3

CHAPITRE IV

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: coefficient de perte de charge linéaire

L’équation (IV-2.5) est la formule universelle des pertes de charge (équation de Darcy-Weisbach, ou loi universelle) applicable aussi bien pour les écoulements laminaires que turbulents. Dans le cas d’un régime laminaire, le coefficient λ varie linéairement en fonction du nombre de Reynolds. Le coefficient de pdc linéaire λ est donnée par le Diagramme de Moody (Figure IV-2.2). Pour les écoulements turbulents rugueux, λ est uniquement fonction de la rugosité relative ε = k/D. Si λ est uniquement fonction de R, l’écoulement est dit turbulent lisse. Entre les deux régimes d’écoulements se trouve une zone de transition dans laquelle f(R, k/D).

0.1

k/D

0.05 0.04 0.03 0.02 0.015 0.01 0.008 0.006 0.004

λ lamin

0.002 0.001 0.0008 0.0004 0.0002 0.0001 0.00005

0.01

lisse 1E+03

1E+04

1E+05

1E+06

1E+07

1E+08

Re Figure IV-2.2 Diagramme des pdc Universelles (d’après Ginocchio, 1959).

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CHAPITRE IV

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D’après le diagramme de Moody, nous remarquons que si pour deux fluides en écoulement, le nombre de Reynolds est le même (ou s’il dépasse dans les deux cas la valeur critique correspondant à l’écoulement turbulent rugueux), le coefficient de pdc λ est indépendant du fluide transporté. Cette constatation est à la base de la détermination des pdc dans les galeries par circulation d’air, au lieu de l’eau, dans les études sur modèle réduit. ExIV-2.1: Le coefficient de viscosité cinématique de l’air à 15 °C étant égal à 15 10-6 m²/s (au lieu de 1.1 10-6 m2/s pour l’eau), Quelle doit être la vitesse de l’air qui produira dans une même conduite les même pdc qu’une eau s’écoulant à la vitesse Uo = 1 m/s. Solution: Re air = Re eau ===> Uo air = Uo eau νair / νeau

≅ 15 Uo = 15 m/s

Dans le cas de la Formule de Chézy, la vitesse moyenne de l’écoulement s’écrit : U = C R1/2 J1/2

(IV-2.6)

La comparaison de cette formule avec les formules universelles et de ManningStrickler par exemple, permet d’établir les égalités suivantes: 8g C= (IV-2.7)

λ

et

M =

1 C = K = 1/ 6 n R

(IV-2.8)

IV-2.1.3 Régimes Non Permanents ou Transitoires

Si dans un système de conduite en charge subit une variation rapide du débit, suite à une manœuvre d’une vanne ou de l’arrêt ou du démarrage d’une pompe ou d’une turbine, des régimes transitoires prennent ainsi naissance. Ces régimes se divisent en deux catégories : les coups de bélier et les oscillations en masse dans les systèmes protégés par un ballon d’air ou une cheminée d’équilibre. Le coup de bélier est un phénomène de propagation d’ondes qui met en jeu la compression de l’eau et l’élasticité de la conduite alors que dans le mouvement en masse la colonne liquide est assimilée à un solide monobloc, ce qui revient à supposer l’eau incompressible et la conduite infiniment rigide. IV-2.1.3.1 Coups de Bélier Considérons une conduite forcée de longueur L alimentée par un réservoir ou une chambre de mise en charge de volume supposé infini (Figure IV-2.3). Nous réalisons une fermeture instantanée de la vanne à l’extrémité de la conduite à l’instant t = 0, alors que la vitesse moyenne de l’eau est Uo. La transformation de l’énergie cinétique de l’eau (1/2 ρ L A U02) en énergie potentielle de pression emmagasinée sous deux formes (compressibilité de l’eau et élasticité de la conduite) produit une onde de surpression qui en se propageant entraîne l’annulation de la vitesse dans la conduite. Arrivé au niveau du réservoir, la conduite se vide sous l’effet de l’onde réfléchit contre le réservoir (onde de dépression). La

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propagation de l’onde de dépression ramène la conduite à sa section initiale mais avec une vitesse inverse par rapport à la vitesse initiale. Donc, lorsque l’onde arrive à la vanne, il y a un appel de débit qui ne peut être satisfait puisque la vanne est fermée. Cette aspiration ne peut être comblée que par une dilatation du fluide (une diminution de sa pression) et une contraction de la conduite. Le phénomène du coup de bélier est périodique ; sa période est 4 L/a.

Chambre de mise en charge

t 2L/a , Tf durée des manœuvres Pour une manœuvre non instantanée, l’amplitude de l’onde de pression est inférieure à celle donnée par l’équation IV-2.9. Elle dépend de la durée Tf de la manoeuvre.

Si Tf > 2L/a ,

∆p' =

2L 1 2L U 0 ∆p = < ∆p a Tf Tf g

(IV-2.13)

Ainsi on remarque que la variation de pression est d’autant plus faible que le temps Tf est long. Ce temps peut être prolongé lors de l’action manuelle ou automatique des vannes ou en augmentant le temps d’arrêt des pompes et des turbines par l’adjonction d’un volant d’inertie aux masses tournantes (Figure IV-2.5). Mais de telles solutions ne sont pas toujours possibles, sachant que pour les conduites longues ( > 500 m) la masse du volant d’inertie atteint rapidement des dimensions telles que leur accélération devient impossible (économiquement).

R2 R1 X

X’

Figure IV-2.5 : Section type d’un volant d’inertie (Dupont, 1971).

D’autres moyens de protection contre la coups de bélier, permettant de réduire, dans les premiers instants, la variation du débit dans les conduites et par suite les variations de pressions qui lui sont associées. En cas de dépression, cette reduction est obtenue par injection d’eau : Ballon d’Air, Cheminée d’équilibre, Cheminée-Ballon, Nourrice ou Cheminée Tronquée, Aspiration Auxiliaire.

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En cas de surpression, la diminution de la variation du débit dans les conduites est assurée par la dérivation d’une partie du débit arrêté : Ballon d’air, Cheminée d’Equilibre, Soupape de Décharge.

Nous décrivons dans ce qui suit le fonctionnement de ces différents dispositifs antibélier : a) Cheminée d’équilibre (Fig IV-2.6-b) : C’est un réservoir à surface libre placé en aval de la station de pompage. La cheminée a pour rôle de combler la dépression sans se vider et d’absorber les surpressions sans débordement lorsqu’une surpression fait monter son niveau. Une cheminée d’équilibre peut être intéressante comme moyen de protection dans certains cas de réseaux en charge à faible hauteur de refoulement ou pour protéger un point haut. b) Ballon d’Air anti-bélier (Fig IV-2.6-a) : c’est une réserve d’eau qui se vide pour combler les dépressions et croit pour absorber les surpressions. Son fonctionnement est similaire à celui d’une cheminée d’équilibre sauf que la reserve d’eau n’a pas une surface libre mais se trouve à la pression absolue du liquide. C’est le volume d’air enfermé dans le ballon qui régularise les variations de pression du liquide en se comprimant ou en se détendant suivant les surpressions et les dépressions. A l’arrêt de pompage, le clapet se ferme et une partie de l’eau du réservoir alimente la conduite. Après de diminution progressive, puis l’annulation de la vitesse dans la conduite, l’eau remonte dans le réservoir, augmentant la pression dans la conduite de refoulement. La dissipation de l’énergie de l’eau peut être obtenue un ajutage disposé à la base du réservoir. c) Cheminée-Ballon ou Réservoir anti-bélier à régulation d’air automatique (Fig IV2.6-c) : Ce dispositif comporte un réservoir de compression délimité par un tube central muni d’un clapet disposé au sommet du tube. Suivant que le la clapet est ouvert ou fermé, le réservoir peut fonctionner comme une cheminée d’équilibre ou comme un ballon. Si le clapet est ouvert (phase de vidange du réservoir), l’eau est à la pression atmosphérique et le réservoir se comporte comme une cheminée. Si le clapet est fermé (phase de remplissage du réservoir), le volume d’air est comprimé est le réservoir se comporte un ballon. d) Ballon d’eau ou Nourrice (Fig IV-2.6-d) : Ce dispositif utilise une réserve d’eau dont l’alimentation est assurée par un tuyau commandé par un robinet à flotteur. En fonctionnement normal, la réserve est pleine, isolée de la conduite par un clapet. Le clapet s’ouvre quand les pressions dans la conduite deviennent négatives, et la réserve se vide dans la conduite, comblant ainsi la dépression. Le mouvement devient alors un mouvement d’oscillation en masse qui permet de déterminer le volume à donner à la nourrice pour que la dépression soit totalement comblée. Ce système n’est efficace que lorsque les hauteurs de refoulement sont faibles. e) Cheminée Tronquée (Fig IV-2.6-e) : Une variante de la nourrice et de la cheminée est la cheminée tronquée, qui se vide comme une cheminée lors de la dépression et qui est fermée par un flotteur sphérique en régime de surpression.

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CHAPITRE IV

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f) Aspiration Auxiliaire (Fig IV-2.6-f) : Elle est constitué par une conduite auxilliaire reliant la bâche d’aspiration à la conduite de refoulement. Un clapet disposé à l’extrémité aval de la bâche d’aspiration s’ouvre en cas de dépression (ou d’arrêt de pompage) et permet l’alimentation en eau de la conduite de refoulement et ramenant la cote piézométrique au niveau de la surface de la bâche d’aspiration. g) Soupape de Décharge (Fig IV-2.6-g) : C’est la propre pression de l’eau agissant sur les deux faces d’un disque relié à un ressort qui maintient la soupape fermée tant que la pression ne dépasse pas une certaine valeur appelée pression d’étanchéité. Lorsque la pression dans la conduite atteint la valeur de la pression d’étanchéité, la soupape s’ouvre et la conduite se vide en se décomprimant. L’ouverture doit pouvoir s’effectuer très rapidement pour que l’opération soit efficace.

air Ajutage pompe Régime permanent

Après arrêt du pompage

a) Cheminée d’équilibre

Clapet ouvert Air à la pression atmosphérique

clapet pompe

Clapet fermé Air sous pression

b) Ballon d’air

Robinet à flotteur Tuyau de remplissage à flotteur

c) Cheminée-Ballon

Clapet

d) Ballon d’eau (Nourrice) Disque autocentreur

pompe

clapet

e) Cheminée tronquée

f) Aspiration auxilliaire

g) Soupape de décharge

Figure IV-2.6 : Dispositifs anti-bélier (Dupont, 1971).

En pratique, pour déterminer de façon complète et précise les vitesses et les pressions dans une conduite pendant un coup de bélier et dimensionner les dispositifs antibélier s’il y a lieu, nous distinguons les deux méthodes suivantes: - graphique du type Epure de Bergeron,

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-

CHAPITRE IV

OUVRAGES D’ADDUCTION

numérique qui consiste à résoudre les équations de Saint Venant (Eqns Dynamique et de Continuité, 2 EDP) des écoulements transitoires en charge (voir cours HG 96).

IV-2.1.3.1 Mouvements ou Oscillations en Masse Le mouvement en masse est illustré par l’exemple suivant d’une cheminée d’équilibre protégeant la galerie d’amenée d’une station Hydroélectrique (Figure IV-2.7). La section de la cheminée est supposée constante et le volume du réservoir à l’amont est infini et, par suite, le niveau R est invariable. z

R

Niveau statique Niveau de charge pour le débit Q0

A2 A1 A O A0

Réservoir

S G0

G1 s

B2 B1 B B0

Zm z

Cheminée d’équilibre

V1

x

Galerie d’amenée

L

Conduite

V2

Figure IV-2.7 : Schéma de Principe d’une Chéminée d’Equilibre (d’après Ginocchio, 1959)

Supposons que la vanne V2 de la conduite forcée soit brusquement fermée (débit nul à travers la conduite). La transformation de l’énergie cinétique de l’eau en énergie potentielle dans la galerie fait monter le niveau d’eau dans la cheminée depuis AoBo (niveau correspondant à la ligne de charge relative au débit Qo) jusqu’à un niveau A2B2. Lorsque le niveau d’eau est en A2B2, l’écoulement s’effectue dans le sens inverse au sens initial (transformation de l’énergie potentielle en énergie cinétique). Il apparaît ainsi un mouvement d’oscillation en masse. a) Système Idéal Les pertes de charge dans la galerie et dans la cheminée sont négligeables (par suite, le niveau A0B0 est confondu avec A1B1). Dans ce cas, le mouvement résultant d’un arrêt instantané de l’écoulement se traduit par une oscillation en masse d’amplitude constante : L s Zmo = Uo (IV-2.14) gS s : section de la conduite S : section de la cheminée La période du mouvement en masse est donnée par : LS (IV-2.15) Tmo = 2π g s

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CHAPITRE IV

OUVRAGES D’ADDUCTION

Ex. IV-2.3:

Calculer la période et l’amplitude des oscillations en masse et du mouvement d’ondes dans le système suivant à la suite d’un arrêt instantané de l’écoulement à l’aval. L = 10 Km , conduite , s = 1 m² , Cheminée, S= 10 m² , Uo = 2 m/s , a = 1000 m/s Solution: Mvt en Masse: Tmo = 600 s = 10 mn, Zmo = 20 m. Mvt d’Ondes : To = 4L/a = 40 s = Tmo/15, ∆p = 100 Uo = 200 mce = 10 Zmo. Une cheminée d’équilibre peut modifier le mouvement transitoire engendré par un arrêt de pompage. Au lieu d’un mouvement oscillatoire de période 4L/a caractéristique du coup de bélier, s’instaure un mouvement oscillatoire en masse de période plus grande. b) Système Réel Pour un système réel (avec pdc), la période du mouvement en masse reste inchangée alors que son amplitude est rapidement amortie : Z = (1 - 2/3 k + 1/9 k²) Zmo (IV-2.16) z = (0.973 - 1.326 k + 0.654 k²) Zmo (IV-2.17) avec, k = L J / Zmo

La section de la cheminée doit satisfaire à la condition suivante pour que les oscillations en masse soient amorties: Uo 2 s S > (IV-2.18) 2 g H0 J IV-2.2 Dimensionnement des Conduites en Charge IV-2.2.1 Conduites Gravitaires

Le problème de dimensionnement est relativement plus compliqué, mais il reste beaucoup plus facile à résoudre par l’utilisation des formules monômes qui quoi qu’approchées sont très pratiques pour les problèmes de dimensionnement des réseaux aussi bien pour les écoulements en charge que pour les écoulements à surface libre. Soit Cc le coefficient de pertes de charge totale (linéaires et singulières) défini par : Cc =

∆H totale ∆H lin ∆H loc = + Q2 Q2 Q2

(IV-2.19)

Une fois Cc connue, il suffit de résoudre l’éqn. IV-2.19 pour la dimension inconnue, le Diamètre D, ou le Tirant normal hn, par exemple, respectivement pour un écoulement en charge ou à surface libre. La complexité de cette résolution dépend du type de section considérée, circulaire, rectangulaire, trapézoïdale etc.. Les pertes de charges linéaires et singulières s’écrivent : U2 ∆H lin = J L = 2 2 a L K R U2 ∆H loc = ∑ ξ 2g avec, L :longueur de la conduite

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CHAPITRE IV

OUVRAGES D’ADDUCTION

ainsi :

Cc =

L + K R 2a S 2 2

∑

ξ

(IV-2.20)

2g S2

Pour des conduites circulaires, les deux équations (IV-2.19) et (IV-2.20) peuvent être résolues itérativement pour le diamètre intervenant dans le terme prédominant Cc lin ou Cc loc. En supposant que l’écoulement est en zone M, a = 3/2 et pour une conduite circulaire S = Π D2/4 et R= D/4, nous avons : Cc =

L M 2 (D / 4 )

C c = 10.29

4/3

(ΠD

L 2

M D

16 / 3

2

/4

)

2

+ ∑ξ

+ 0.811∑ ξ

(

1

2 g ΠD 2 / 4

1 gD 4

)

2

(IV-2.21)

(IV-2.21a)

Dans le ou Cc lin est prédominant, la formule itérative est la suivante : ∆H totale 1 − ∑ξ C clin = 2 2 Q 2 g ΠD 2 / 4

(

)

d’où : ⎤ ⎡ L 410 / 3 2 2 ⎥ ⎢ M Π ⎥ D=⎢ ξ ⎥ ⎢ Q² − Σ ⎥ ⎢ ∆Htotale 2 g ( π D ² / 4 )² ⎦ ⎣

3 / 16

(IV-2.22)

Dans le cas ou Cc loc est prédominant, la formule itérative est la suivante : ∆H totale 410 / 3 L C c loc = − 2 2 16 / 3 Q2 M Π D d’où : ⎡ ξ Σ ⎢ 2 g /(π / 4)² D=⎢ ⎢ ∆H totale 410 / 3 L − ⎢ 2 M 2 Π 2 D 16 / 3 ⎣⎢ Q

⎤ ⎥ ⎥ ⎥ ⎥ ⎦⎥

1/ 4

(IV-2.23)

IV-2.2.2 Diamètre économique

Le diamètre économique, De, pour une conduite de refoulement résulte d’un compromis entre les charges correspondant aux pertes d’énergie (e # Q J) et les charges correspondant à l’intérêt et à l’amortissement du capital investi dans l’ouvrage et aux dépenses d’entretien et de réparations (c # m D2). Les pdc diminuent si le diamètre

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CHAPITRE IV

OUVRAGES D’ADDUCTION

augmente (J # 1/D5) mais en même temps plus le diamètre est grand, plus le prix de la conduite augmente (Figure IV-2.8). a e+c c (e+c)min

e 0

De

D(m)

Figure IV-2.8 Diamètre Optimum pour une Conduite de Refoulement (d’après Ginocchio, 1959)

La courbe représentative des dépenses totales (a=e+c) en fonction du diamètre de la conduite D pour une valeur donnée du débit présente un minimum pour une certaine valeur De (diamètre économique) correspondante à dD/da = 0 (Figure IV-2.8). Une première approximation du diamètre économique, est donnée par la Formule de Bresse, qui revient à supposer que le diamètre économique correspond à une vitesse d’écoulement voisine de 0.6 m/s. Ce qui donne : De = 1.50 Q (IV-2.24) Pour un amortissement de 8% / 50 ans, la Formules de Vibert donne, suivant le nombre d’heure de fonctionnement de la conduite, le diamètre économique : (IV-2.25) n = 24h/24, De = 1.456 (e/f)0.154 Q0.46 (IV-2.26) n = 10h/24, De = 1.270 (e/f)0.154 Q0.46 avec e/f , le rapport des frais d’exploitation (énergie) sur les frais d’établissement (tuyaux). IV-2.2.3 Conduite d’Amenée d’une Station Hydroélectrique

Pour les conduites en charge des stations hydroélectriques (galeries d’amenée et conduites forcées, les vitesses moyennes correspondant à la section économique sont, en général entre 4 et 6 m/s et les pdc correspondantes sont comprises entre 2 et 7% de la hauteur de chute. Pour une vitesse de 5 m/s (valeur moyenne) on a la relation approchée suivante: De = 0.707 Q (IV-2.27) IV-2.2.4 Détermination de l’Epaisseur

Une fois le diamètre D de la conduite est déterminé par l’une des formules précédentes, son épaisseur est calculée si l’on ne considère que la force de pression agissant e sur la conduite par (Figure IV-2.9) : D

e = P D/2 σr (Chaudronniers) σr : contrainte admissible à la traction P : pression D : diamètre de la conduite

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PD

Figure IV-2.9 : Force et contrainte radiale dans une conduite

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CHAPITRE IV

OUVRAGES D’ADDUCTION

P D : force de pression exercée sur une demi - circonférence de longueur unitaire de la conduite. Pour tenir compte de toutes les forces appliquées en régime normal et exceptionnel, les méthodes de calculs de la RDM sont utilisées. Ces forces concerenent : - Pression de l’eau - Poids Propre - Efforts Thermiques - Efforts Hydrauliques (coudes, convergents et divergents) - Efforts exceptionnels ( Pression atmosphérique en cas de dépression excessive à la suite d’une vidange brusque d’une conduite sans tube d’aération, reniflard, à sa partie supérieure, efforts sismiques, pressions d’essais en atelier et coups de bélier). IV-2.3 Dispositions Constructives IV-2.3.1 Tracé en plan et profil en long

Le tracé en plan doit être aussi régulier que possible et le plus direct entre les réservoirs amont et aval (courbures très ouvertes). Il est préférable que le tracé suit l’accotement des routes et chemins, en évitant les propriétés privées. Des sur-profondeurs sont parfois inévitables. Il est recommandé de maintenir la pente du profil de pose audessus de 0.002 m /ml. Pour faciliter l’évacuation d’air, les tracés à profil horizontal sont évités et remplacer par un profil comportant des montées lentes (0.002 à 0.003 m/m) et des descentes rapides (0.004 à 0.006 m/m). Ainsi l’air se déplace lentement et se localise au point haut d’où il sera évacuer par une ventouse (Figure IV-2.10). Après l’évacuation d’air, le flotteur obture l’orifice. Sol horizontal 0.50 m 1.00 m

Flotteur

Ventouse 0.003

0.003

1.50 m

0.006 300 m

150 m

0.006 Décharge 300 m

150 m

300 m

Détail d’une ventouse

Figure IV.2.10 : Profil schématique à substituer à une pose horizontale (d’après Dupont, 1971). IV-2.3.2 Régulation de pression : Le Brise-Charge a) Principe de fonctionnement

Un brise charge n’est autre qu’un réservoir intermédiaire dans lequel une partie de l’énergie du jet d’eau, à son entrée, est brisée par une vanne pointeau V (Figure IV-2.11) donnant lieu ainsi a une perte de charge singulière. La partie restante étant transformée en énergie potentielle avec un niveau en aval N.

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CHAPITRE IV

Réglage pointeau

OUVRAGES D’ADDUCTION

Reservoir de brise charge

RV d’arrêt

Amont N Aval Mur brise jet

Vanne pointeau (V)

Figure IV-2.11 : Brise charge avec jet débouchant à l’air libre (d’après Dupont, 1971).

Le jet à la sortie de la vanne V peut déboucher à l’air libre (Figure IV-2.11) ou dans l’eau (Figure IV-2.12). Dans ce dernier cas le jet d’eau se trouve amortie par la masse d’eau. Dans ce cas l’obturateur de la vanne pointeau (V) est solidaire à un levier OAB, articulé en O, et portant en B un contrepoids en tôle. Celui-ci peut être rempli d’eau par une conduite souple qui relie le fond du contrepoids à la chambre. Ainsi, il y a toujours correspondance des niveaux d’eau dans le contre-poids et dans la chambre. A

B O

Chambre du brise charge

Amont

Contre poids Tuyau souple

Vanne pointeau (V)

Aval

Figure IV-2.12 : Brise charge avec contre poids liquide (d’après Dupont, 1971).

Si le débit en aval diminue par suite d’une manœuvre de la vanne aval, le niveau d’eau dans le reservoir du brise-charge tend à augmenter. Ce qui correspond à une augmentation du niveau et du poids d’eau dans le contre-poids qui fait abaisser le levier qui tend à fermer la vanne V. b) Emplacement Supposons que la ligne piézométrique SR donne, au Fond de la vallée, F, une pression au sol FP trop importante et qu’il faut réduire à la pression FP’’(Figure IV-2.13). La position du brise-charge B est déterminée en menant par P’’ une horizontale qui coupera la surface topographique au point cherché. Ce qui revient à considérer le cas d’arrêt de débit par fermeture en R ; à ce moment, la pression maximale dans la conduite est rapportée à l’horizontale passant par le niveau de l’eau dans le brise-charge.

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CHAPITRE IV

S

Légende : SR : lp. sans brise charge FP : pression au niveau du fond de la vallée BP’’ : lp. Maximale par fermeture en R CB : lp. avec prise charge BP’ // CP ; P’ plus haut que R

C D1

Q P B

OUVRAGES D’ADDUCTION

P’’ P’

R

D2=D1 D3>D1 F

lp. : ligne piézométrique (Q, D)

Figure IV-2.13 : Détermination de l’emplacement d’un brise charge (d’après Dupont, 1971).

Le diamètre de la conduite, est calculé en considérant la ligne piézométrique SCBP’R. De F à R, le diamètre sera plus grand que celui sans brise charge ; en effet, la pente de la ligne P’R est plus faible que celle de PR (Jf # 1/D5). Le profil piézométrique BR peut être adoptée au lieu BP’R pour le calcul du diamètre. Cependant, le dernier profil piézométrique donne un diamètre plus faible et donc plus économique. c) Cas d’un point haut écrêté par la ligne piézométrique Si le tracé de la conduite comporte un point haut en H tel que la ligne piézométrique SR est au-dessous de la surface topographique en AHB. Tout tronçons de conduite situés au-dessous de la ligne SR se trouve en charge (tronçons SA et BR), alors que les tronçons situés au-dessus de SR devraient être le siège de pressions négatives (tronçon AHB). S D

Q

H B

A

R

B’

Légende : SH et B’R : écoulement en charge HB : écoulement à surface libre B’R // SH ; H plus bas que S B’ : limite de l’écoulement à surface libre et en charge

D

lp. : ligne piézométrique (Q, D) lp. : ligne piézométrique (Q’ 6mm), à la différence des lits sableux, font intervenir la dimension caractéristique des matériaux constitutifs, notée d90 : Do = 0.249 Qo- 0.8 d90- 0.12 Bm - 0.8 (V-2.24) D’après KELLERHALS (1967), HN = 0.249 Qo- 0.8 d90- 0.12 Bm - 0.8 - S1 / Bm

(V-2.25)

L’application de l’équation (V-2.25) suppose connue la valeur d90, dimension caractéristique de l’échantillon à la profondeur normale HN. Les calculs de HN sont itératifs en commençant par d90 du matériau tapissant la surface du lit au droit du franchissement. Si HN calculée est négative, prendra HN = 0. Si HN est positive, d90 est redéterminée par la nouvelle profondeur et les calculs sont repris. Ces opérations sont répétées jusqu’à ce que la différence entre deux profondeurs succésives sont inféreiures à

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CHAPITRE V

OUVRAGES ROUTIERS

une certaine tolérance. La granulométrie à diverses profondeurs étant connue par les résultats des sondages. Pour des canaux partiellement pleins, la relation suivante, déterminée expérimentalement, peut être utilisée pour déterminer Do correspondant à Qo, connaissant D1 d’un débit Q1 connu : Do = D1 (Qo/Q1 )-0.72

(V-2.26)

V-2.5.2 Profondeur d’Affouillement due à la Réduction de Section du Cours d’Eau La contraction de la section de l’écoulement provoque une augmentation locale des vitesses. Si le lit du cours d’eau est constitué de terrain meubles, il y a affouillement spontané du profil du lit (Figure V-2.15). Cet affouillement se poursuis jusqu’à ce que le profil tend vers un nouvel équilibre où les profondeurs seront plus élevées et les vitesses plus faibles. Si la largeur du pont est faible devant la largeur du lit, le creusement du lit peut être considérable.

U1

Bmo

BmAM

d50 surr d50 HR

HR

Figure V-2.15 : Affouillement dû à la réduction de section (Van Tuu, 1981). La formule suivante est proposée par LAURSEN (1963) pour le calcul de la profondeur d’affouillement due à une réduction de section, HR : 3/ 7 6/7 ⎤ ⎡⎛ 0.027 U 2 d 1 / 3 ⎞ ⎛ BmAM ⎞ SURF 50 1 ⎜ ⎟ ⎥ ⎢ ⎜ ⎟ 1 (V-2.27) H R = D0 − 1/ 3 ⎜ B ⎟ ⎟ ⎥ ⎢⎜⎝ D01 / 3 d 50 m0 ⎠ ⎝ HR ⎠ ⎦ ⎣ avec, D0 : peut être déterminée par l’équation (V-2.22), (V-2.24) ou (V-2.26) suivant la nature du matériau constituant le lit; U1 : vitesse moyenne de l’eau en amont du pont ; d50 SURF : dimension des mailles de tamis carré laissant passer 50 % en poids de l’échantillon prélevé à la surface du lit au droit du franchissement ; d50 HR : dimension des mailles de tamis carré laissant passer 50 % en poids de l’échantillon prélevé au droit du franchissement à la profondeur HR ; BmAM : largeur de la surface libre sous le pont (égale à

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CHAPITRE V

OUVRAGES ROUTIERS

B0, largeur du pont si le débouché linéaire est inférieur à la largeur Bm du lit mineur de la rivière). Comme pour le calcul de HN, les calculs de HR sont itératifs en supposant connu la granulométrie à diverses profondeurs par les résultats des sondages. Pour commencer les calculs, la dimension caractéristique de l’échantillon tapissant la surface du lit au droit du franchissement, est : d50 HR = d50 SURF ou d50 SURF/d50 HR =1. Les calculs sont ensuite repris en considérant la dimension caractéristique de l’échantillon, d50 HR, se trouvant à la nouvelle profondeur calculée. V-2.5.3 Profondeur d’Affouillement Local dûe à la présence des Piles Par la présence d’une pile de pont dans une rivière, l’écoulement n’est plus uniforme. En présence d’une pile non profilée, un vortex en fer à cheval se forme, comme le montre la Figure V-2.16. Si la pile est profilée, aucun vortex n’est observé. Cependant, si l’axe d’une pile profilé est incliné d’un angle α par rapport à avec la direction de l’écoulement, la pile se comporte comme si elle était non profilée et peut entraîner de affouillements importants. Dans certains cas, un sillage alterné peut se former derrière la pile, qui engendre des fosses d’affouillement à l’aval. (a)

Profondeur locale d’affouillement

(b) U1

Figure V-2.16 : Vortex produit par une pile de pont non profilée. a) profil en long ; b) Vue en plan (Van Tuu, 1981). a) Calcul de la profondeur d’affouillement local en eaux claires (sans transport de sédiments) autour d’une pile cylindrique Shen (1969) propose la formule empirique suivante pour calculer la profondeur maximum d’affouillement autour d’une pile cylindrique en eaux claires : H L = 0.277 (U 1 P) 0.619 (V-2.28) profondeur locale avec, HL : d’affouillement autour d’une pile, U1 P mesurée au-dessous du lit moyen sous le pont ; U1 : vitesse moyenne à α l’amont du pont ; P : largeur de la pile sur un plan perpendiculaire à l’écoulement ou maître - couple (voir Figure V.2.17 : Définition du maître couple Figure V-2.17). (Van Tuu, 1981).

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b) Calcul de la profondeur d’affouillement local en eaux chargées de sédiments Dans ce cas, la profondeur maximale d’affouillement local n’est plus influencé notablement par la vitesse de l’écoulement. Breusers (1965) propose la formule empirique suivante : H L = 1 .4 P (V-2.29) avec, HL : profondeur d’affouillement autour d’une pile, mesurée au-dessous du lit moyen ; P : Maître couple. V-2.5.4 Influence de la forme des piles sur la profondeur d’affouillement Il s’agit d’étendre les formules V-2.28 et V-2.29, applicables pour calculer l’affouillement résultant d’une pile circulaire cylindrique, pour d’autres formes de pile. Suivant Hanus, l’affouillement maximum provoquée par une pile de forme donnée est comparée à celui d’une pile cylindrique à travers un coefficient d’affouillement expérimental. Ces résultats montrent que l’affouillement est maximal pour une pile hémicylindrique et la pile lenticulaire donne un affouillement minimal (Figure V-2.18).

150

e=150

Pile hémicylindrique (K=1.05)

Pile circulaire (K=1.0)

150

Pile lenticulaire (0.75)

300 60 150

Pile Joukowski (K=0.90)

150

150

Pile ogivale (K=0.95)

Pile double (K=0.95)

Figure : V-2.18 : Valeur du coefficient d’affouillement en fonction des caractéristiques géométriques du profil (Van Tuu, 1981). V-2.5.5 Protection des Piles Contre les Affouillements Il convient de prendre des précautions dans le dimensionnement du pont afin de réduire les affouillements. Toutefois, cette solution pourrait être très coûteuse. Des circonstances imprévisibles pourraient également survenir après la construction du pont (par exemple formation d’un méandre) qui pourrait aggraver singulièrement les affouillements initiaux. Si malgré ces précautions ainsi prises, les affouillements atteignent encore des profondeurs importantes, des dispositifs de protections localisées sont alors nécessaires. Les procédés indirectes consistent à réduire les vitesses d’écoulement et de diriger les piles dans la direction des lignes de courant dans le cas des ponts biais. Les vitesses peuvent être réduites en réalisant des accès qui coupent le moins possible le lit du cours d’eau ou en réduisant le nombre des piles et en prévoyant un tirant d’air suffisant pour le passage des corps flottant qui présentent des obstacles à l’écoulement (normalement de 1.50 m à 2 m, et en zone forestière 2 m à 2.5 m).

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CHAPITRE V

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Parmi les procédés directes permettant de réduire localement les affouillements, nous distinguons : a) caisson de fondation : La solution d optimale consiste à réaliser un caisson de diamètre triple de celui de la pile et dont la cote d’arasement sous le terrain d/2 naturel serait de l’ordre de la moitié du diamètre de la pile (Figure V-2.19). 3d

Figure V-2.19 : Caisson de fondation optimale (Van Tuu, 1981). b) tapis d’enrochements : Il s’agit de la méthode la plus couramment utilisé qui consiste à déverser des blocs d’enrochements dans la fosse d’affouillement. La détermination du diamètre des enrochements se fait généralement à l’aide de la formule d’Izbash : ρ −ρ Vmax = 0.6 2 g s Ds (V-2.30)

ρ

avec, Vmax : vitesse de l’écoulement en crue ; g : accélération de la pesanteur m/s2 ; ρs : masse volumique de l’enrochement ; ρ : masse volumique de l’eau ; Ds : diamètre de l’enrochement. Pour éviter tout affouillement, les dimensions du tapis en plan doivent être de l’ordre de trois fois le diamètre de la pile, pour une pile circulaire. En épaisseur il est conseillé de prendre la plus grande des deux valeurs : dimension de la pile, ou triple du diamètre des enrochements. Toutefois, cette solution nécessite une surveillance régulière, car le tapis d’enrochements nécessite des recharges fréquentes notamment après de fortes crues qui ont pour effet d’entraîner les enrochements vers l’aval ou vers le fond de la fosse d’affouillement qui se forme autour du tapis d’enrochement. V-3 DIMENSIONNEMENT DES BUSES ET DALOTS Les buses et les dalots sont des petits ponts (ponceaux) qui servent au franchissement des cours d’eau ou à l’assainissement. Les buses désignent des ponceaux de section circulaires en béton ou en acier et les dalots des ponceaux de section rectangulaires ou carrée en béton armé. Les buses en béton ont des caractéristiques structurales supérieures que les dalots en béton. Cependant, pour un même niveau d’eau en amont, les dalots permettent de faire passer un débit plus important. Il y a un grand choix dans le type de ponceaux, sa forme, sa rigidité et sa durabilité. La duré de vie d’un ponceau en Tuyau de Tôle Ondulée traditionnel est seulement de 25 à 30 ans. La nouvelle norme exige une duré de vie supérieure à 50 ans. Les ponceaux en béton Armé ont une duré de vie d’au moins 50 à 75 ans. Le cours d’eau au niveau de l’emplacement du ponceau doit être plus ou moins stable, avec un alignement plus ou moins droit à travers du sol ayant des propriétés géotechniques plus ou moins favorables. De plus, il faut bien aménager les extrémités contre l’érosion et/ou la sédimentation. Il faut protéger la structure contre des sous-pressions et les abrasions. Il faut tenir compte du comportement structural et la durabilité du tuyau. Finalement, il faut minimiser l’impact sur l’environnement.

V-3.1 Divers types de ponceaux

Les ponceaux se divisent on deux catégories: les ponceaux à contour fermé et ceux à contour ouvert. La différence réside dans le fait que le ponceau à contour ouvert est

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supporté par des semelles ou un radier en béton indépendant du ponceau. Pour réduire l’érosion du radier des ponceaux à contour ouvert, une protection adéquate des semelles de fondation est nécessaire. Les deux catégories sont illustrées à la Figure V-3.1.

Voûtée sur semelle ou sur radier en béton

Rectangulaire a) Ponceau à contour ouvert

Rectangulaire

Rectangulaire

Arquée

Elliptique verticale ou horizontale b) Ponceau à contour fermé

Figure V-3.1 : Types et formes de ponceaux (MTQ, 1993). Le choix de la forme de la section du ponceau dépend du profil disponible et de la profondeur d’eau dans le cours d’eau.

Les buses ont plusieurs types d’entrées : a) saillante, b) avec mur en tête, c) biseauté ou partiellement biseauté, d) avec mur en tête et mur en aile, e) avec une entrée chanfreinée (Figure V-3.2). Chaque type a ses avantages et inconvénients suivant ces caractéristiques structurales et hydraulique. Le type (a) est simple à installer que le type c) alors que le type b) offre une protection structurale pour l’entrée. Les conditions d’entonnement sont meilleures pour les types d) et e). Des buses arquées (sections aplaties) sont aussi disponibles et peuvent représenter un choix intéressant quand la hauteur de l’écoulement doit être minimisé. Par contre, ils ont des problèmes structuraux.

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CHAPITRE V

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remblais

a) Buse saillante hors du remblai

b) Buse avec mur de tête

c) Buses biseautés selon le talus

d) Buse avec mur de tête et murs en aile

e) Entrée chanfreinée

Figure V-3.2 : Types des buses (MTQ, 1993 et Van Tuu, 1981). Les dalots sont des ouvrages sous chaussée et peuvent supporter des faibles épaisseur de remblai (de l’ordre d’un ou deux mètres), à moins d’être spécialement calculés pour les surcharges. Ces remblais sont à proscrire si la chaussée doit être revêtue. Trois types de dalots sont couramment utilisés : • les dalots ordinaires constitués de piédroits verticaux fondés sur semelles ou radier général et sur lesquels repose une dalle en béton armé. • Les dalots cadres dans lesquels la dalle, les piédroits et le radier constituent une structure rigide en béton armé (cadre) • Les dalots portiques analogues aux dalots cadres mais sans radier (piédroits verticaux fondés sur semelles).

V-3.2 Types d’écoulements

Le principal critère de conception d’un ponceau est qu’il doit être en mesure de faire passer l’eau sans occasionner des niveaux d’eau ou des conditions d’écoulement inadmissibles. La courbe niveau-débit tenant compte de l’influence du ponceau sur les écoulements doit être établie. Dans les études de capacité hydraulique de ponceaux, la profondeur d’eau a l’entrée (ha) ou le niveau maximal d’opération doit être déterminé pour les deux types d’écoulements : contrôle à l’entrée et à la sortie. Pour chaque type d’écoulement, des formules et des coefficients différents sont utilisés pour calculer la capacité hydraulique d’un ponceau. • Contrôle à l’entrée : Le débit qui passe à travers le ponceau dépend de la charge hydraulique, du diamètre du ponceau et de la géométrie de d’entrée de l’ouvrage. L’écoulement est indépendant des conditions de sortie ou dans le ponceau. Une

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CHAPITRE V

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augmentation de la pente du radier ou de la profondeur aval, h0 ne provoque qu’une faible diminution de la profondeur en amont ha. • Contrôle à la sortie : Le contrôle à la sortie nécessite en plus de tenir compte de la profondeur d’eau en aval h0, de la pente, Jp, de la rugosité, n et de la longueur du ponceau Lp. A priori, il n’est pas nécessaire de savoir si le contrôle se fait à l’entrée ou à la sortie. D’abord, les calculs sont réalisés en considérant que l’écoulement dépend des conditions d’entrée puis en supposant qu’il est contrôlé par les conditions de sortie et enfin les résultats sont comparés et la profondeur d’eau amont la plus grande est alors adoptée. L’analyse du contrôle à l’entrée est plutôt simple. Pour l’analyse hydraulique du contrôle à la sortie, plusieurs cas doivent être analysés suivant le type d’écoulement dans le ponceau afin de connaître la situation critique. V-3.2.1 Contrôle à l’entrée

La Figure V-3.3 représente les différents cas d’écoulement avec contrôle à l’entrée pour des entrées saillantes, submergées et non submergées. Si la pente du ponceau est forte, h0 < hc et que hv < hc, le contrôle se fait à l’entrée et la forme de la surface libre suit la courbe S2.

Surface de l’eau ha

Cas A : Entrée non submergée

ha

Surface de l’eau

Cas B : Entrée submergée

Surface de l’eau ha Ressaut

Cas C : Entrée non submergée ; sortie submergée

Figure V-3.3 : Types de contrôle à l’entrée (MTQ, 1993).

Quand le débit est contrôlé à l’entrée, il est indépendant de la pente, la rugosité et la longueur du tuyau ainsi que le niveau d’eau en aval. Il dépend uniquement des conditions d’entonnement et de la géométrie à l’entrée :

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CHAPITRE V

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Q = f(Ha)

(V-3.1)

où Q est le débit de projet ; Ha est l’énergie spécifique en amont Hs,a = ha + Ua2/(2g)

(V-3.2)

où ha est la profondeur d’eau en amont du ponceau et Ua2/(2g) est la charge dynamique de l’eau en amont du ponceau. Du fait de la faible vitesse des retenues (Ua ≅ 0) , nous supposons qu’à l’amont la surface d’eau et la ligne de charge sont confondues. L’expression (V-3.1) s’écrit alors : Q = f(ha )

(V-3.3)

Souvent, la corrélation suivante est utilisée pour exprimer la dépendance du débit Q avec la profondeur en amont ha : Q = k ha n (V-3.4) Avec, k est un coefficient qui dépend des conditions d’entrée et n est fonction du niveau amont ha. Si ha est faible, le ponceau fonctionne comme un déversoir (n = 1,5) et si ha est important, le ponceau fonctionne comme une orifice (n = 0,5). Le MTQ (Ministère de Transport du Québec) propose une autre formulation reliant cette fois le niveau en amont au débit : ha = a + bX + cX2 + dX3 + eX4 + fX5

(V-3.5)

où a, b, c, d, e et sont des coefficients fonction du type d’entrée et X est un paramètre traduisant l’effet du nombre de Froude. Pour les buses, X = Q/D5/2 et pour les dalots, X = Q/(bd hd3/2) où D est le diamètre de la buse et bd et hd sont la largeur et la hauteur du dalot. Le Tableau suivant résume les coefficients de l’équation (V-3.5) pour les dalots en béton. Tableau V-3.1 : Contrôle à l’entrée : dalot en béton (MTQ, 1993). X = Q/bd hd3/2 Coefficie Type d’entrée nts 15° à 90°

30° à 75°

a b c d e f Limite

0.0724927 0.9184856 -0.3854087 0.1317465 -0.0160333 0.0007409 0.30 < ha /hd < 8.0

0.1221170 0.9154933 -0.3561636 0.1234906 -0.0147200 0.0006738 0.35 < ha /hd < 9.0

0.1441330 0.8356658 -0.3023280 0.1188668 -0.0146869 0.0006980 0.35 < ha /hd < 10

V-3.2.2 Contrôle à la sortie

L’écoulement à travers un ponceau avec contrôle à la Sortie peut être en charge ou à surface libre que ce soit sur toute ou partie de sa longueur (Figure V-3.4). Dans le cas A et B, l’écoulement est en charge sur toute la longueur du ponceau. Le cas C correspond à

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CHAPITRE V

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un écoulement en charge sur une partie de sa longueur et le cas D à un écoulement à surface libre. U a2 2g Hs,a

∆He ∆Hf ∆Hs

ha

∆H h* v

hd LP

∆z= LP JP

h*v = hv

Cas A : Ponceau en charge (hv > hd)

Surface d’eau

∆H

ha hd = hc

Cas B : Ponceau en charge (hc = hd)

h*v = hc = hd

∆H

A

ha hd

hc

hv

h*v = max (hv, (hc + hd)/2)

Cas C : Ponceau en charge sur une partie de la longueur

ha

∆H

hd

Cas D : Ponceau à surface libre

h*v = max (hv, hc, h0)

Figure V-3.4 : Types de contrôle à la sortie (d’après MTQ, 1993). La profondeur d’eau à l’entrée peut être exprimée par une équation générale, valable pour tous les cas de contrôle à la sortie et pour toutes les profondeurs d’eau an aval. Elle est obtenue par application du théorème de Bernoulli entre l’amont et l’aval du ponceau traduit l’équilibre entre la différence d’énergie amont et aval (en considérant négligeable Ua ≅ 0 et Uv ≅ 0, nous avons : Hs,a - Hs,v + ∆z ≅ ha + ∆z – h*v) et les pertes amont et aval : (ha + ∆z) – h*v = ∆h

(V-3.6)

avec, ∆z est la différence d’élévation du radier amont et aval :

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CHAPITRE V

∆z = Jp Lp

OUVRAGES ROUTIERS

(V-3.7)

où J est la pente du ponceau et Lp est sa longueur, h v : profondeur d’eau à la sortie du ponceau calculé par rapport au radier aval du ponceau, ∆h : perte de charge totale *

a) Profondeur d’eau à la sortie

Les profondeur d’eau à la sortie intervenant dans l’équation (V-3.6) dépend du type d’écoulement comme le montre le Tableau suivant. Tableau V-3.2 : Hauteur à la sortie suivant le type d’écoulement (MTQ, 1993). Type de contrôle à la sortie Valeur de h*v * Cas A : Pleine section h v = hv Si hv > hd (ou D) Cas B : Hauteur critique h*v = hc (ou hd) Si hc = hd (ou D), Cas C : Pleine section sur une h*v = max (hv, (hc + hd)/2) partie de la longueur du ponceau ; hc < hd Cas D : Partiellement plein* h*v = max(hv, hc, h0) Si h0 > hc et hv < hc : Courbe M2 Si h0 > hc et hv > hc : Courbe M1 Si h0 < hc et hv > hc : Courbe S1 *

Le calcul de la courbe de remous dans le cas D se fait suivant les méthodes exposées dans le chapitre IV (voir section IV-3.2). b) Détermination du type d’écoulement

Pour déterminer le type d’écoulement, il faut calculer la profondeur normale critique h0 et la profondeur hc et estimer la profondeur aval hv. 1. Nous estimons ensuite la profondeur normale dans le ponceau correspondant au débit selon l’équation Manning: Q = S R2/3 J1/2/n

(V-3.8)

où S, R, Jp et n sont la surface mouillé, le rayon hydraulique, la pente et le coefficient Manning du canal pour le débit de conception Q. Pour les buses en acier annulaire, la valeur du Manning n est de 0,024 et pour le béton, la valeur de Manning n est de 0,012. 2. La hauteur critique de l’écoulement hc est claculé par la formule suivante (Tableau IV-3.3) : • Pour les dalots : hc = (Q2/(g bd2)1/3 (V-3.9)

où bd est la largeur du dalot.

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•

CHAPITRE V

OUVRAGES ROUTIERS

Pour les buses, l’équation suivante permet de déterminer l’angle critique θc correspondant au niveau critique hc : 3/2 g 5 / 2 ⎛ θ c − sin θ c ⎞ (V-3.10) Q=D ⎜ ⎟ 8 sin( θ c / 2 ) ⎝ ⎠

Ayant trouvé l’angle critique correspondant au Q en question, en insérant θ = θc, on utilise les équations génériques suivantes pour déterminer les autres paramètres : D hc = (1 − cos(θ / 2)) (V-3.11) 2 3. La profondeur aval hv pour le débit de conception est estimé par une inspection du site du ponceau ou en supposant qu’elle est égale à la profondeur normal. Une autre méthode consiste à supposer que la profondeur aval est à la moitié de la hauteur du ponceau (soit D pour les buses ou hd pour les dalots): hv = (hd ou D)/2 (V-3.12) c) Vitesse à la sortie La vitesse de l’écoulement à la sortie pour les différents types et dimensions de ponceau étudiés doivent être calculées afin de déterminer la perte de charge à la sortie et les besoins de protection du lit du cours d’eau et des extrémités du ponceau. Cette vitesse est déterminer en utilisant l’équation de Manning dans le cas où le contrôle est à l’entrée. Cependant, dans le cas d’un écouelemnt avec contrôle à la sortie, elle dépend du cas considéré (Figure V-3.5).

hv > hd ⇒ h = hd

hd

hc < hv < hd ⇒ h = hv hv < hc ⇒ h = hc

Figure V-3.5 : Vitesse d’écoulement à la sortie (contrôle à la sortie), (MTQ, 1993). Connaissant le débit, Q la vitesse à la sortie est donnée par : Q Us = Ss avec, Ss est la section à la sortie qui dépend du cas considéré.

(V-3.13)

c) Détermination de la perte de charge

La perte de charge totale est constituée de trois termes qui désignent la perte de charge à l’entrée ∆he, la perte de charge par frottement ∆hf et la perte de charge à la sortie ∆hs. •

∆he est la perte d’énergie à l’entrée du ponceau ∆he = Ke Ue2/(2g)

(V-3.14)

où Ue est la vitesse de l’écoulement à l ‘entrée du ponceau

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CHAPITRE V

OUVRAGES ROUTIERS

et Ke : le coefficient de pertes d’énergie à l’entrée. Le Tableau V-3.3 résume les valeurs du coefficient Ke. Tableau V-3.3 Coefficients de pertes de charge à l'entrée (MTQ, 1993).

Coefficients Ke

Type d'entrée Buses en béton armé

Saillant du rembali avec arêtes vives

0.5

Saillant du rembali avec entonnement convergent

0.2

Mur de tête avec arêtes vives

0.5

Mur de tête avec entonnement convergent

0.2

Dalot rectangulaire en béton armé

•

Mur en aile perpendiculaire au dalot avec arêtes vives

0.5

Mur en aile perpendiculaire au dalot avec entonnement convergent

0.2

Mur en aile de 30° à 75° des parois avec arêtes vives

0.4

Mur en aile de 30° à 75° des parois avec entonnement convergent

0.2

Mur en aile de 10° à 25° des parois avec arêtes vives

0.5

Mur en aile parallèle au dalot avec arêtes vives

0.7

∆hf est la perte d’énergie du au frottement le long du ponceau déterminée suivant la formule de Manning écrite sous la forme suivante : ∆hf = Jf Lp = Kf U2/(2g)

(V-3.15)

où Kf = le coefficient de pertes d’énergie Kf = 2 g n2 Lp/ R4/3

(V-3.16)

et U est la vitesse de l’écoulement à l’intérieur du ponceau. Le coefficient de frottement le long du tuyau dépend du matériel employé. Par exemple n = 0,012 pour le béton ou les planches de bois, 0,024 pour le les buses en acier annulaire et de 0,0125 à 0,0216 pour les buses en acier hélicoïdal. Pour tenir compte des joints en acier annulaire, les rugosités des bues en acier sont rehaussée d’environ 13%. •

∆hs est la perte d’énergie à la sortie ∆hs = Ks (Us2 - Uv2) / (2g)

(V-3.17)

où Ks = 1 ; Us la vitesse à la sortie du ponceau ; Uv est la vitesse dans le canal à l’aval (supposée négligeable, Uv ≅ 0).

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CHAPITRE V

OUVRAGES ROUTIERS

V-3.3 Protection des extrémités

La protection contre l’érosion à l’entrée requiert seulement des aménagements très locaux (sur une distance égale au diamètre du ponceau). La dimension des maçonnerie est donnée par l’équation : dm = 0,019 Ua2

(V-3.18)

où Ua est la vitesse à l’entrée. La protection contre l’érosion à la sortie est plus difficile (même critique). Pour des vitesses (1.5 < Us < 4) m/s, la sortie peut être protéger en mettant de l’empierrement (riprap) dont la dimension médiane des roches est donnée par : dm = 0,019 Ue2/de(1/3)

(V-3.19)

Si la vitesse à la sortie Us > 4 m/s, il est nécessaire d’implanter un radier en béton avec blocs pour diminuer les vitesses avant de mettre de l’empierrement. Si Us > 3 m/s, il est recommandé d’opter pour un ponceau en béton au lieu d’un ponceau à cause de l’abrasion excessif sur les ponceaux en acier. L’étendue de la protection en aval dépend du but de la protection et des conditions locales. En général, la longueur de protection en aval du canal est de : Lm = 2 (D ou H) (Us - Uv)

(V-3.20)

où Lm est la distance de protection par empierrement et Uv est la vitesse normale dans de canal à l’aval. Par exemple si le diamètre D du tuyau est 2,5 m, la vitesse à la sortie est Us = 3 m/s et la vitesse locale permise est Uv = 1,0 m/s, nous devons protéger pour une distance de Lm = 2 x 2,5 x (3-1,0) = 10 m. Pour protéger l’extrémité du ponceau contre l’affouillement toute en acceptant que le canal subit une certaine érosion locale, la distance protégée est seulement de 2D. V-3.4 Extension du tuyau au bout du ponceau

Pour des ponceaux en charge ou à surface libre (sur toute ou partie de la longueur), il est possible de réduire la vitesse et les pertes de charge à la sortie, en plaçant à l’extrémité du ponceau une conduite de diamètre plus grand (Figure V-3.6). L’extension a un diamètre de 1,1 à 1,2 fois plus grand que le diamètre du ponceau sur une longueur L = 2 D1. Le coefficient de perte de charge à la sortie Ks aura une valeur typique de 0,7 (au lieu de 1,0).

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CHAPITRE V

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Niveau d’eau aval

D1 =0.7 à 0.9 D2

D2 L = 2 D1 Riprap

Asphalte

Figure V-3.6 : Protection contre l’érosion par extension du ponceau (MTQ, 1993). V-4 RADIERS ET PONTS SUBMERSIBLES Les radiers et les ponts submersibles sont des ouvrages permettant de franchir les rivières en basses eaux et sont submergés en cas de crue. Ces ouvrages peuvent être construits en enrochements taillés et convenablement placés au fond du lit, en béton ou en bitûme. Les radiers submersibles permettent le passage de l’eau exclusivement par dessus. Ils sont donc employés dans les rivières qui restent à sec pendant une partie importante de l’année. Ces ouvrages conviennent donc surtout pour les zones sahéliennes ou désertiques où l’on enregistre des crues fortes et brèves. Les ponts submersibles permettent d’évacuer les débits d’étiage par dessous de leur tablier et les débits les plus importants par dessus du tablier. Ils sont donc surtout employés lorsqu’il existe un débit faible mais non nul pendant une grande partie de l’année, et un débit très élevé, ou de fortes crues pendant une courte période. V-4.1 Dimensionnement des radiers submersibles

Deux cas peuvent se présenter : soit que le radier n’introduit aucune perturbation de l’écoulement soit qu’il modifie localement les conditions d’écoulement. V-4.1.1 Radier à fond de lit

Si le radier totalement submersible épouse la forme du lit, les seuls changements locaux de pente et de rugosité ne perturbe pas l’écoulement (Figure V-4.1).

θ2

θ1

θ1 R2

θ2

R1

R1

R2

H L

Ham

Figure V-4.1 : Types de radier submersibles (Van Tuu, 1981). Département de Génie Civil, LMHE-ENIT

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CHAPITRE V

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Par conséquent, connaissant le débit évacué, la hauteur d’eau sur le radier peut être déterminée par la formule de Manning : Q = K S R 2 / 3 J 1/ 2 (V-4.1) avec, Q débit ; S section mouillée ; J pente longitudinale du cours d’eau ; R rayon hydraulique ; K coefficient de Manning. La hauteur d’eau sur le radier peut être déterminée avec une bonne précision si l’on dispose des mesures hydrométriques qui permettent de calculer le coefficient de Manning. A défaut de ces données, les valeurs de K indiquées dans le Tableau suivant sont utilisées.

Tableau V-4.1 : Valeurs du coefficient de rugosité pour les radiers (Van Tuu, 1981). Etats des berges et du fond Type de canaux Parfait Bon Assez bon Mauvais A- Canaux artificiels Canaux et fossés en terre, droits et uniforme 59 50 44 40 Canaux et fossés avec pierres, lisses et uniformes 40 33 30 29 Canaux et fossés avec pierres, lisses et irréguliers 29 25 22 --Canaux en terre à larges méandres 44 40 36 33 Canaux en terre dragués 40 36 33 30 Canaux avec lits de pierres rugueuses, herbes sur 40 33 29 25 les rives de terre Canaux à fond en terre, côtés avec pièrres 36 33 30 29 B- Cours d’eau naturels 1) Propres, rives en ligne droite, l’eau au niveau le 40 36 33 30 plus haut, sans gué ou fosse profonde Le même que (1) mais avec quelques herbes et 33 30 29 25 pierres 3) Avec méandres, avec quelques étangs et 29 25 22 20 endroits peu profonds, propres 4) Le même que (3), l’eau à l’étiage, pente et 25 22 20 18 sections plus faibles 5) Le même que (3) avec quelques herbes et 30 29 25 22 pierres 6) le même que (4) avec pierres 22 20 18 17 7) Zones à eau coulant lentement avec herbes ou 20 17 14 13 fosses très profondes 8) Zones avec beaucoup de mauvaises herbes 13 10 8 7

V-4.1.2 Radier surélevé

Les contraintes imposées par le profil en long d’une route obligent parfois à adopter un radier surélevé par rapport au fond du lit naturel qui provoque une surélévation du niveau d’eau amont. La surface libre s’abaisse ensuite progressivement pour rejoindre à l’aval du radier le niveau normal de l’eau après passage par une « section de contrôle » au droit du déversoir où s’établit le régime d’écoulement critique (Figure V-4.2). Suivant la hauteur d’eau amont h’a et aval h’v, comptées à partir de la crête du radier, deux types d’écoulement peuvent être distingués : - Si h’v < 0.8 h’a, l’écoulement est dit dénoyé, le niveau aval n’influence pas l’écoulement. Le théorème de Bernoulli et la condition de régime critique donnent pour le radier en régime dénoyé la forme générale suivante pour déterminer le débit :

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CHAPITRE V

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Q = µ L h' a 2 g h' a

(V-4.1)

avec, µ coefficient de débit qui dépend de la forme et des caractéristiques du radier ; L étant la longueur du radier. -

Si h’v ≥ 0.8 h’a, l’écoulement est dit noyé, le niveau aval ralentit l’écoulement. La hauteur h’v est déterminer en appliquant la formule de Manning, la hauteur h’v en considérant l’écoulement sans le radier. Niveau de l’eau avec le radier Niveau de l’eau sans le radier

hc h’a B

h’v h0

Section de contrôle

Figure V-4.2 : Radier surélevé (Van Tuu, 1981). V-4.1.3 Radier horizontal

Ce type de radier est adopté pour le franchissement de cours d’eau de grande largeur avec des lames d’eau peu importantes. La largeur de la nappe déversante peut être supposée constante quel que soit le débit. De nombreuses études expérimentales montrent que l’écoulement au-dessus du radier est similaire à celui d’un déversoir rectangulaire à large crête. La formule de Bazin permet de tenir compte de la largeur du seuil peut être appliqué pour déterminer le débit à travers le radier : h' ⎞ ⎛ Q = 0.43 ⎜ 0.70 + 0.185 a ⎟ L h' a 2 g h' a (V-4.2) B ⎠ ⎝ avec, Q : débit de pointe de la crue de projet ; h’a : hauteur d’eau amont comptée à partir de la crête du radier ; B : largeur du radier ; L longueur du radier. V-4.1.4 Radier à parties courbes

Si la géomorphologie du site de franchissement impose d’adopter deux rayons de courbures différents pour le radier, le débit passant sur le radier est donné par la relation : h' ⎞ ⎛ Q = 1.136 R1 + R2 ⎜ 0.70 + 0.185 a ⎟ h' 2a (V-4.3) B ⎠ ⎝ avec, Q : débit ; R1 et R2 : rayons de courbures ; h’a : hauteur d’eau amont ; B : largeur du radier.

(

)

V-4.1.5 Radier à palier horizontal avec parties courbes

Pour un écoulement non noyé, le débit passant sur le radier est obtenu en faisant la somme : - Du débit sur le palier de longueur L, donné par la relation correspondant au radier rectangulaire (équation V-4.2).

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CHAPITRE V

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-

Du débit dans les parties courbes, qui est donné par l’expression donnant les radiers à parties courbes (équation V-4.3). Pour un écoulement noyé (h’v ≥ 0.8 h’a), l’écoulement est alors ralenti et les formules précédentes du régime dénoyé sont modifiées moyennant un coefficient réducteur K dépendant du rapport hv/ha .

V-4.2 Dimensionnement des Ponts Submersibles

Le débit à évacuer par ces ouvrages sous chaussée, Qsc est déterminé suite à une étude économique des interruptions de trafic. Les ouvrages placés sous chaussée (dalots, buses) sont dimensionnés pour évacuer ce débit (voir section IV-3). Le débit évacué par le radier, Qra est tel que : (V-4.4) Q = Qd + Qra avec, Q : pointe de la crue du projet pour le dimensionnement du pont submersible ; Les ponts submersibles exigent des fondations excellentes et un site peu affouillable. L’ouvrage sous chaussée permet d’éviter la submersion pour les faibles débits et l’ensablement du radier en fin de crue. Par contre, l’augmentation des vitesses entraînent des risques d’érosion en aval du franchissement. V-4.3 Conception des radiers - Protection

Pour réduire les vitesses de l’écoulement, il convient d’abord de réaliser des dispositions constructives permettant de réduire les singularités dues au franchissement en épousant au mieux la forme du lit de la rivière. La protection contre l’érosion concerne aussi bien l’amont du radier que sa partie aval. V-4.3.1 Point d’impact de la lame déversante

Considérons un radier légèrement surélevé par rapport au fond de la rivière et fonctionnant en régime dénoyé (Figure V-4.3).

h’a

U h

p

x

Figure V-4.3 : Point d’impact de la lame déversante (Van Tuu, 1981).

L’application du théorème de Bernoulli pour le filet liquide partant de la surface libre entre l’amont et au-dessus du seuil du radier permet d’exprimer la vitesse au-dessus du seuil par : U = 2 g ( h ' a − h)

(V-4.5)

avec, h’a est la charge hydraulique en amont par rapport à la crête du radier et p étant la hauteur du radier. Sous l’influence de son poids, le filet liquide décrit une parabole avant d’atteindre le lit de la rivière à une distance : X = 2 (h' a −h)(h + p) (V-4.6) X sera maximum pour la valeur de h annulant dX/dh dérivée de X par rapport à h’a soit : h' − p h= a (V-4.7) 2

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CHAPITRE V

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d’où X max = h' a + p (V-4.8) Les affouillements se produisent donc entre le radier et le point d’impact le plus éloigné calculé pour la crue de projet, soit sur une distance entre 0 et h’a + p. V-4.3.2 Longueur de la protection aval

La longueur de protection recommandée en aval d’un radier est de : L = 2(h’a + p)

(V-4-9)

Cette protection peut être réalisée par un tapis de gabions semelles 2x1x0.50. Le tapis de gabions semelles pourra se terminer en son extrémité aval par un gabion cage de 2x1x1 servant de dissipateur d’énergie (Figure V-4.4). (a) Radier

(b) Gabion semelle 2x1x0.5

Gabion semelle Radier

L=2 (h’a+p)

Enrochement

Gabion cage 2x1x1

Figure V-4.4 : Longueur de protection aval. a) tapis de gabion semelle ; b) gabion semelle et enrochement (Van Tuu, 1981). L’équation (V-4.9) s’applique également pour un radier en écoulement noyé, même si les risques d’affouillement sont plus faibles. En effet, si une protection insuffisante entraîne un début d’érosion, celle-ci se continue jusqu’à établir l’écoulement libre. Pour un pont submersible, ce type de protection est nécessaire au voisinage de la partie centrale du radier. Dans ce cas, il faudra prévoir à l’amont et à l’aval du dalot ou de la buse des murs une aile canalisant l’écoulement et évitant ainsi un écoulement le long du radier. Dans le cas d’un radier à parties courbes, la hauteur déversante et la charge h’a diminuent de l’axe de du cours d’eau vers les rives. Par conséquent, la zone affouillable à l’aval se rétrécit. Il faudrait donc tenir compte des variations de la charge h’a et de la hauteur du radier dans la détermination du la longueur du dispositif anti-érosif. Dans le cas de site peu affouillable, la protection par gabion peut être allégée ou même supprimée si le fond est rocheux. Si les risques d’affouillement sont faibles mais existants une protection mixte par gabion et enrochement est envisageable (Figure V-4.3b). Nous préconisons un tapis d’enrochement d’épaisseur égale à 3 D. La détermination du diamètre des enrochements se fait généralement à l’aide de la formule d’Isbash :

d s = 0.14U 2

ρ

ρs − ρ

(V-4.10)

avec, U : vitesse moyenne de l’écoulement sur le radier pour la crue de projet ; ρ : masse volumique de l’eau (t/m3) ; ρs : masse volumique de l’enrochement ; ds : diamètre de l’enrochement. V-5 ASSAINISSEMENT ROUTIER V-5.1 Généralités

Le système d’assainissement routier, constitué par le réseau de fossés et leurs ouvrages de décharge, permet de drainer les eaux de ruissellement ayant une action

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CHAPITRE V

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d’érosion directe sur la route, qu’elles proviennent des impluviums extérieurs ou bien de la plate-forme routière et des talus attenants. En général, nous distinguons deux types de fossés : - les fossés extérieurs destinés à collecter principalement les eaux provenant des impluviums extérieurs de de les évacuer hors de la zone de la plate-forme routière; - les fossés latéraux situés des deux cotés, ou d’un seul coté de la route destinés à collecter principalement les eaux de la plate-forme routière et des zones attenantes (talus, bande d’arrêt, etc...). Les choix entre ces deux types de fossés dépendent de la topographie, mais en général, il est recommandé de mettre systématiquement des fossés extérieurs aussitôt qu’il y a impluvium amenant des débits non négligeables au pied de la route. Les fossés latéraux sont ainsi déchargés de ces apports. Ce qui réduit les risques d’obstruction des ouvrages de décharge par charriage solide (branches, détritus divers). Quelques exemples de profils extérieurs et latéraux sont donnés sur la Figure V-5.1 suivant que la route est en remblais ou en déblais et que le terrain est meuble ou rocheux. L variable Fossé extérieur

Fossé

Profil en remblai : zone meuble L variable Fossé

Fossé

Profil en remblai : zone rocheuse Fossé Fossé

L variable

Profil en déblai : zone meuble Fossé

Fossé L variable L

L

Profil en déblai : zone rocheuse

Figure V-5.1 : Exemples de fossés extérieurs et latéraux (Van Tuu, 1981)

Les fossés peuvent être (Figures V-5.2 et V-5.3) : -

Triangulaires : c’est les plus communément utilisé. Les pentes des talus sont en général 1/2 et 2/1 ou bien 2/3 et 3/2. Rectangulaires : utilisés en terrain très cohésif ou rocheux ; Trapézoïdaux : utilisés en terrains cohésif ou rocheux. Les pentes de talus peuvent être 1/2 ou 1/1 ou 3/2 suivant la nature des matériaux des talus voire plus raides en terrain rocheux.

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CHAPITRE V

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En terrain meuble non cohésif, les fossés peuvent être revêtus pour éviter les affouillements ; Cependant, le coût excessif des revêtements conduit à adopter des profils trapézoïdaux à section économique : permettant d’avoir une section d’écoulement maximale pour une longueur de revêtement minimale (voir section IV-3.3.4). A moins d’installer des dispositifs spéciaux (glissières ...), la profondeur des fossés latéraux ne dépasse pas en général 0.60 m. Cette profondeur ne peut dépasser 1.0 m pour faciliter les opérations d’entretien. Les fossés trapézoïdaux, revêtu ou non, sont utilisés si les débits évacués excèdent la capacité d’un fossé triangulaire revêtu de 1 m de profondeur. Pour les fossés triangulaires, comme pour les fossés trapézoïdaux, la pente longitudinale minimale sera 0.003 m/m : en dessous de cette valeur les dépôts des sédiments obstruent le fossé. Les dimensions des fossés peuvent être très variables, notamment pour les fossés extérieurs qui peuvent être amenés à transporter des débits importants. 13 h/6

2.5 h h/2

2h

2/1

2 h/3

3 h/2

h