Hydrologie et hydraulique urbaine en réseau d'assainissement 2013

HydrologieethydrauliqueUrbaineenréseaud’assainissement‐J.VAZQUEZ Page1

2013

José VAZQUEZ ENGEES/IMFS

Hydrologie et hydraulique urbaine en réseau d’assainissement

Formation d’ingénieur


Cet ouvrage est une compilation de différents documents dont les plus représentatifs sont :

GUIDE DE L'ASTEE/SHF, Guide technique pour la conception et le dimensionnement des réseaux et ouvrages d'assainissement, Commission Assainissement, Groupe de travail révision Instruction technique 77/284, à paraître.

T. BAUER, Pratique de l'assainissement urbain, polycopié de cours, Version 2007.

CERTU, "LA VILLE ET SON ASSAINISSEMENT, Principes Méthodes et Outils pour une meilleure intégration dans le cycle de l’eau", 2003, Ed. CERTU.

L'Encyclopédie des Techniques de l'Ingénieur :

J. VAZQUEZ, C. JOANNIS, M. ZUG, (2009) W6902 Modélisation et métrologie des déversoirs d'orage. Publication dans « L’encyclopédie des Techniques de l’Ingénieur » (ETI Sciences et Techniques). 2009, vol. W3, W6902.

C. JOANNIS, J. VAZQUEZ, M. ZUG, (2009) W6901 Fonctions et typologie des déversoirs d'orage. Publication dans « L’encyclopédie des Techniques de l’Ingénieur » (ETI Sciences et Techniques). 2009, vol. W3, W6901.

P. BLAZY, E.A. JDID, J.L. BERSILLON, Décantation : Aspects théoriques, Publication dans « L’encyclopédie des Techniques de l’Ingénieur ». J 3 450.

J. VAZQUEZ, M. ZUG, L. PHAN, C. ZOBRIST, (2006) Guide technique sur le fonctionnement hydraulique des déversoirs d’orage, Guide FNDAE (184p.+ 94p. annexes), http://www-engees.u-strasbg.fr/site/fileadmin/user_upload/pdf/shu/Guide_technique.pdf.

A.G. SADOWSKI, Synthèse sur l’hydrogène sulfuré et son traitement, Cours ENGEES, 2006.

HAGER W. H., Wastewater hydraulics theory and practice, Springer, ed. 1999.

B. CHOCAT, J.P. BARDIN, Développement d'outils d'aide à la conception des systèmes d'assainissement pluviaux, Rapport ANVAR 2004, BQT.


SOMMAIRE

1 PRINCIPES GENERAUX D’UN PROJET D’ASSAINISSEMENT ...................................................................... 5

1.1 LES NIVEAUX DE SERVICE ET PERIODES DE RETOUR ................................................................................................. 5 1.2 DUREE D’UTILISATION DES OUVRAGES ................................................................................................................ 7

2 CONCEPTION DES RESEAUX D’ASSAINISSEMENT ................................................................................... 8

2.1 A L’AMONT DES BRANCHEMENTS ...................................................................................................................... 8 2.1.1 Broyeurs d'évier ............................................................................................................................... 8 2.1.2 Boîtes à graisses, déshuileurs .......................................................................................................... 8 2.1.3 Protection contre les refoulements ................................................................................................. 8

2.2 LES BRANCHEMENTS ...................................................................................................................................... 9 2.2.1 Raccordement de la canalisation de branchement ....................................................................... 10

2.3 LES BOUCHES D'EGOUTS ................................................................................................................................ 20 2.4 DISPOSITIFS D’ENGOUFFREMENT (AVALOIRS) ..................................................................................................... 22 2.5 ACCES AUX CANALISATIONS : LES REGARDS ET BOITES .......................................................................................... 24

2.5.1 Types d’ouvrages et conditions d’accès aux canalisations ............................................................ 24 2.5.2 Fonctions des ouvrages ................................................................................................................. 26 2.5.3 Constitution des ouvrages d’accès ................................................................................................ 26 2.5.4 Implantation des ouvrages d’accès ............................................................................................... 28 2.5.5 Accès aux collecteurs visitables ..................................................................................................... 28

2.6 LES COLLECTEURS ........................................................................................................................................ 30 2.7 LES DEVERSOIRS ........................................................................................................................................... 34

2.7.1 Définitions et objectifs ................................................................................................................... 34 2.7.2 Configurations et typologies ......................................................................................................... 38 2.7.3 Conclusion ..................................................................................................................................... 49

2.8 LES OUVRAGES DE STOCKAGES ........................................................................................................................ 50 2.8.1 Cas des bassins de retenue d'eau pluviale : protection contre l'inondation .................................. 50 2.8.2 Cas des bassins de dépollution : protection du milieu naturel ...................................................... 50 2.8.3 Fonctionnement mixte .................................................................................................................. 51 2.8.4 Combinaisons entre déversoirs d'orage et ouvrage de stockage .................................................. 52 2.8.5 Les dispositifs de curage ................................................................................................................ 54

2.9 LES STATIONS DE POMPAGES .......................................................................................................................... 57 2.9.1 Définition des besoins .................................................................................................................... 57 2.9.2 Conception ..................................................................................................................................... 59 2.9.3 Prise en compte des phénomènes en régime transitoire (les coups de bélier) .............................. 70

2.10 LIMITEUR, REGULATEUR DE DEBIT ............................................................................................................... 73 2.10.1 Objectifs .................................................................................................................................... 73 2.10.2 conception ................................................................................................................................ 73 2.10.3 Principe des dispositifs couramment utilisés ............................................................................ 74

2.11 RESERVOIRS DE CHASSE ............................................................................................................................ 81 2.12 REGARDS DE CHUTE ................................................................................................................................. 83 2.13 LES DECANTEURS ..................................................................................................................................... 83 2.14 LES TECHNIQUES ALTERNATIVES .................................................................................................................. 85

2.14.1 Toiture réservoir ....................................................................................................................... 86 2.14.2 bassins de rétention .................................................................................................................. 87 2.14.3 Chaussée réservoir .................................................................................................................... 87 2.14.4 Puits d'infiltration ..................................................................................................................... 88 2.14.5 Tranchée drainante .................................................................................................................. 88 2.14.6 Noues ........................................................................................................................................ 89


3 DIMENSIONNEMENT DES RESEAUX ..................................................................................................... 90

3.1 CALCUL DES DEBITS ...................................................................................................................................... 90 3.1.1 Les débits de temps sec ................................................................................................................. 90 3.1.2 Les débits de temps de pluie .......................................................................................................... 98

3.2 LES COLLECTEURS ....................................................................................................................................... 118 3.2.1 Dimensionnement des canalisations à pleine section ................................................................. 119 3.2.2 Evaluation de la hauteur normale ............................................................................................... 123 3.2.3 Prise en compte de l’air piégé dans les réseaux enterrés : modèle de Lautrich .......................... 129 3.2.4 prise en compte des conditions d’écoulement ............................................................................ 131 3.2.5 Les écoulements aérés ................................................................................................................. 134 3.2.6 L’autocurage ............................................................................................................................... 137 3.2.7 Proposition d’une Méthode de dimensionnement globale ......................................................... 145 3.2.8 Annexes ....................................................................................................................................... 147

3.3 LES DEVERSOIRS D'ORAGES .......................................................................................................................... 153 3.3.1 Conception – dimensionnement .................................................................................................. 155 3.3.2 Dimensionnement des déversoirs ................................................................................................ 157 3.3.3 Formule d’orifices ........................................................................................................................ 157 3.3.4 Formules de leaping weir ............................................................................................................ 159 3.3.5 Formules de déversoir à crête ..................................................................................................... 162

3.4 LES OUVRAGES DE STOCKAGE : LES BASSINS ..................................................................................................... 170 3.4.1 Méthode des pluies ..................................................................................................................... 170 3.4.2 Méthode des volumes ................................................................................................................. 172 3.4.3 Méthode de la pluie critique ........................................................................................................ 175 3.4.4 méthode IT 77 ............................................................................................................................. 177 3.4.5 méthode Agence de l’Eau Rhin‐Meuse ........................................................................................ 179 3.4.6 Dispositions constructives ........................................................................................................... 185

3.5 LES STATIONS DE POMPAGES ........................................................................................................................ 186 3.5.1 Volume utile de la bâche de reprise ............................................................................................ 186 3.5.2 Prévision qualitative de la production H2S .................................................................................. 187

3.6 LES DECANTEURS ....................................................................................................................................... 188 3.6.1 Dimensionnement ....................................................................................................................... 188 3.6.2 Vitesse de chute des particules en suspension ............................................................................ 188

4 LA MODELISATION ............................................................................................................................ 190

4.1 MODELISATION : CONCEPTS, APPROCHES, ET ETAPES ........................................................................................ 190 4.1.1 Les modèles ................................................................................................................................. 190 4.1.2 Les différents types de modèles .................................................................................................. 190 4.1.3 Les problèmes à résoudre ............................................................................................................ 191 4.1.4 Etapes méthodologiques ............................................................................................................. 192

4.2 PRISE EN COMPTE DES DONNEES ................................................................................................................... 194 4.2.1 Origine et types de données du site ............................................................................................ 195 4.2.2 Les données « mesurées » événementielles ................................................................................ 196

4.3 LES PRINCIPAUX PHENOMENES ..................................................................................................................... 203 4.3.1 La modélisation hydrologique ..................................................................................................... 205 4.3.2 La modélisation hydraulique ....................................................................................................... 208

4.4 SCHEMATISATION, CALAGE, VALIDATION ET EXPLOITATION ................................................................................. 213 4.4.1 Schématisation préalable ............................................................................................................ 213 4.4.2 Critères de comparaison .............................................................................................................. 214 4.4.3 Le calage ...................................................................................................................................... 216 4.4.4 La validation ................................................................................................................................ 221

5 SOMMAIRE DETAILLE ........................................................................................................................ 222


1 PRINCIPES GENERAUX D’UN PROJET D’ASSAINISSEMENT

1.1 LES NIVEAUX DE SERVICE ET PERIODES DE RETOUR

(Guide ASTEE)

Depuis la décentralisation de 1982, le choix d’un niveau de protection relève de la responsabilité des collectivités, donc des maires ou présidents d'EPCI (Etablissement Public de Coopération Intercommunale). Il s’agit pour les élus de trouver un optimum technico-politico-financier qui concilie un coût des ouvrages supportable et un niveau de protection techniquement et politiquement suffisant.

L’habitude a été prise dans le passé, et notamment par les services de l’Administration, de dimensionner les ouvrages pluviaux pour une période de retour de 10 ans, même si l’instruction technique de 1977 suggérait de se limiter à 2 ou 5 ans pour les zones amont et d’aller jusqu’à 20 ou 50 ans pour les quartiers aval très urbanisés et sans relief.

La norme européenne NF EN 752 propose de dimensionner les ouvrages pour limiter les fréquences d’inondation de la manière suivante :

Zones rurales : 1 tous les 10 ans Zones résidentielles : 1 tous les 20 ans Centres villes, Zones industrielles ou commerciales : 1 tous les 30 ans Passages souterrains routiers ou ferrés : 1 tous les 50 ans

Elles sont données à titre indicatif pour orienter les maîtres d'ouvrages les plus démunis.

Cependant, le maître d’ouvrage, éventuellement à la demande du service instructeur, a toute latitude pour édicter ses propres règles, adaptées au contexte, aux enjeux et aux moyens de la collectivité. L'approche actuellement préconisée pour la conception et la gestion des systèmes d'assainissement, repose notamment sur les principes suivants :

envisager le fonctionnement des ouvrages pour tous les types d'évènements pluvieux : faibles, moyens, forts, très forts.

utiliser les techniques d’évacuation, mais également de rétention, ralentissement et infiltration (dites « alternatives ») de façon à disposer d'un système modulaire présentant plusieurs modes de fonctionnement adaptés à ces différents évènements,

aménager l’espace urbain pour supporter à moindre mal les défaillances des ouvrages.

C’est une démarche beaucoup plus élaborée que la simple prise en compte de la période de retour de débordement d’un tuyau, mais qui permet de définir des stratégies de gestion du système pour différentes situations météorologiques. Pour faciliter cette approche il est proposé de s’appuyer sur une notion de niveaux de service, qui correspondent à des états différents de fonctionnement du système :


Niveau 0 : Temps sec : pas de rejet vers le milieu naturel.

Niveau 1 : Capacité maximale des ouvrages avant rejet sans traitement au milieu naturel. En réseau unitaire et pseudo séparatif, il n’y a pas de déversement non traité. L’objectif est la protection du milieu naturel. Ce niveau correspond à des pluies faibles sans impact sur le milieu récepteur. (Période de retour de 15 jours à 1 an au maximum)

Niveau 2 : Capacité maximale des ouvrages sans mise en charge et remplissage total des ouvrages de stockage. Il correspond à des pluies moyennes qui définissent généralement le dimensionnement des ouvrages. Le réseau fonctionne à pleine capacité avec déversements au milieu naturel acceptés. (Période de retour jusqu’à 2 ans)

Niveau 3 : Capacité en charge des tuyaux jusqu’au débordement en surface, utilisation des déversoirs de sécurité des ouvrages de stockage. Il correspond aux pluies fortes avec les premiers débordements. Priorité est donnée à la lutte contre les inondations avec acceptation d’impacts significatifs sur le milieu récepteur. (Période de retour jusqu’à 20 ans)

Niveau 4 : Capacité des ouvrages et des voiries jusqu’à l’atteinte d’écoulements dangereux en surface (plus de 50 cm d’eau = voitures soulevées et piétons en stress). Il correspond aux pluies très fortes pour lesquelles la priorité est donnée à la sécurité publique. (Période de retour de 50 à 100 ans).

La définition des seuils séparant ces niveaux, que l’on a exprimés en période de retour de défaillance des ouvrages (au-delà des capacités maximales), relève d’une décision politique, puisqu’elle engage à la fois le financement nécessaire, le niveau accepté de détérioration de la qualité écologique du milieu récepteur, mais aussi le niveau de risques et de dégradation des conditions de vie en ville.


1.2 DUREE D’UTILISATION DES OUVRAGES

(Guide ASTEE)

La conception et le dimensionnement d’un projet s’appuient sur une période donnée. Cette période d’utilisation du projet intègre les données existantes lors de la conception et leur évolution prévisible à moyen terme (par exemple 10 à 15 ans pour l'évolution de l'urbanisation).

Un système d'assainissement représentera toujours, quelles que soient les solutions adoptées, un investissement très lourd pour la collectivité, qu'il conviendra de rentabiliser au maximum ; on peut évoquer plusieurs échelles de temps à son sujet :

La période d'amortissement financier, correspondant à la durée de remboursement des emprunts contractés au moment de l'investissement (soit une durée de 20 à 30 ans, voire plus, selon les conditions du marché),

La période d'amortissement comptable, correspondant à la durée qui sépare deux remplacements d'un ouvrage ou d'un composant ; pendant cette durée, il convient donc de « provisionner » des ressources en vue du renouvellement de cet ouvrage ou de ce composant ; cette période est fonction de la nature des investissements, et les nouvelles dispositions préconisent de distinguer les différents composants du système d'assainissement.

A titre indicatif, les durées d'amortissement prévues par l'instruction comptable M49 ou préconisées dans certaines applications sont les suivantes :

o Réseau enterré : 60 ans o Cuvelages station d'épuration, déversoirs, bâtiments : 60 ans o Branchements et regards : 50 ans o Autre génie civil, postes de relèvement : 40 ans o Voirie, clôture : 30 ans o Electromécanique : 5 ans

La durée réelle d'utilisation, appelée parfois durée fonctionnelle du système, qui

sera aussi longue que possible, tant que ses capacités (de transit, de stockage ou de traitement) ne seront pas dépassées et qu'il sera conforme à la règlementation en vigueur.

La durée réelle d'utilisation du système peut largement dépasser les durées d'amortissements comptable et financier et atteindre, voire dépasser le siècle. Il convient d'ailleurs de souligner que les dernières réformes de l'instruction comptable envisagent de faire correspondre durée d'amortissement et durée réelle d'utilisation.

Pour permettre cela, la conception, la réalisation (choix des matériaux et mise en œuvre) comme la gestion doivent être conduits avec un niveau élevé de qualité.


2 CONCEPTION DES RESEAUX D’ASSAINISSEMENT

2.1 A L’AMONT DES BRANCHEMENTS

(Guide ASTEE)

Il s’agit d’équipements destinés à protéger le système d’assainissement de l'introduction de substances ou de matières indésirables, tant dans les parties constitutives des réseaux que dans les branchements qui y aboutissent. Certains équipements sont destinés à protéger les installations amont d’un dysfonctionnement du réseau.

L’installation de ces équipements est régie par les prescriptions du règlement du service de l’assainissement de l’autorité organisatrice.

Ces équipements sont rappelés dans ce document qui n’aborde pas leur dimensionnement.

2.1.1 BROYEURS D'EVIER

Il convient de proscrire, sauf justifications spéciales, la mise en service de broyeurs d'éviers qui, outre la surcharge qu'ils apportent aux stations d'épuration, aggravent les risques de dépôts dans les égouts.

2.1.2 BOITES A GRAISSES, DESHUILEURS

La mise en service de boites à graisses et de bacs déshuileurs s'impose pour les branchements d'immeubles où sont exercées certaines activités (restaurants, industries alimentaires, garages, ateliers de mécanique, etc..).

Ces appareils n'assureront toutefois un service satisfaisant que dans la mesure où ils seront bien conçus et correctement exploités. Compte tenu de l'importance que présente leur bon fonctionnement pour l'exploitation des réseaux et des stations d'épuration, la collectivité devra porter une attention toute particulière à leur établissement et à leur contrôle.

Notons toutefois que les bacs déshuileurs ne peuvent assurer une sécurité totale en ce qui concerne les risques de pénétration des hydrocarbures et autres matières inflammables dans les réseaux.

2.1.3 PROTECTION CONTRE LES REFOULEMENTS

Le règlement sanitaire départemental type prescrit dans son article 44 les dispositions à prendre pour éviter le reflux des eaux des réseaux d’assainissement lors de leur exceptionnelle mise en charge dans les parties des immeubles situées en dessous du niveau de la voie publique :

Etanchéité des canalisations, joints et regards en domaine privé avec résistance à une pression correspondant à une élévation des eaux jusqu’au niveau de la chaussée ;

Mise en place de clapets anti-retour entre les parties inférieures de l’immeuble et la voie publique ;

Déconnection totale avec évacuation des effluents par station de pompage.


2.2 LES BRANCHEMENTS

(Guide ASTEE)

Le branchement particulier sous domaine public permet l’acheminement des eaux usées domestiques, des eaux pluviales ou des eaux industrielles provenant d’une source privée vers un collecteur public.

Les branchements doivent assurer les meilleures conditions d'hygiène pour l'habitation tout en sauvegardant le bon fonctionnement du réseau de collecte en respectant les règles du règlement sanitaire départemental et du règlement du service de l’assainissement de la collectivité.

C’est le service de l’assainissement qui fixe :

- le nombre de branchements à installer par immeuble à raccorder, - le tracé, le diamètre, la pente de la canalisation ainsi que l’emplacement de la

boîte de branchement ou d’autres dispositifs notamment de pré-traitement des rejets.

Lorsque le réseau est unitaire, les eaux usées et eaux pluviales peuvent être déversées dans l’égout public par un seul branchement. La partie privée du branchement des nouvelles constructions doit être établie en fonction des options de la collectivité, généralement en système séparatif.

Un branchement en domaine public comporte obligatoirement trois parties distinctes :

- le dispositif de raccordement sur le collecteur principal (ou un regard) qui doit être pourvu d’au moins un joint souple et étanche.

- la canalisation de branchement qui doit être rectiligne (sauf impossibilité). - la boîte de branchement qui se situe à l’alignement, de préférence, en

domaine public et sur laquelle la canalisation de branchement se raccorde à l’aide d’un joint souple et étanche. Cette boîte de branchement sépare la partie publique de la partie privée du branchement.

Figure 1 : Constitution d’un branchement en domaine public


On distingue deux types de raccordement des canalisations de branchement sur la canalisation principale :

- les raccordements qui n’affaiblissent pas la résistance mécanique du collecteur ;

- les raccordements qui affaiblissent la résistance mécanique du collecteur et qui ne doivent donc être utilisés que si les premiers ne peuvent être mis en œuvre.

Tous les branchements et parties de branchements devront être rigoureusement étanches de façon à éviter toute intrusion d'eau de nappe dans l'égout et inversement toute infiltration d'eaux usées dans le terrain.

2.2.1 RACCORDEMENT DE LA CANALISATION DE BRANCHEMENT

Géométrie des raccordements sur un collecteur non visitable

Dans un collecteur de diamètre ≤ à 1000 ou un regard, le raccordement s’effectue avec un angle ≤ à 67°30 (en « Y ») orienté dans le sens de l’écoulement. L’angle de raccordement peut être de 90° quand le diamètre de la canalisation principale est au moins supérieur à deux fois le diamètre de la canalisation de branchement. Cet angle de raccordement permet d’éviter des dysfonctionnements hydrauliques au droit du raccordement.

Figure 2 : Angles de raccordement avec le collecteur

L’axe de raccordement du branchement est orienté vers le centre du collecteur pour permettre, notamment, le traitement du raccordement en cas de réhabilitation.

Le raccordement se fait de préférence sur la moitié supérieure du tuyau, entre 45° et le plan médian de la canalisation principale afin de faciliter le compactage de la zone d’enrobage.


Figure 3 :Position des raccordements sur le collecteur

Quand le diamètre du branchement est relativement important par rapport au diamètre du collecteur et que le diamètre du collecteur est supérieur à 500 mm, le niveau du radier du raccordement ne devra pas être inférieur à 0,20 mètre du niveau du radier du collecteur. Cette condition est destinée à assurer le bon fonctionnement hydraulique du branchement.

Dispositifs de raccordement

Trois types de dispositifs sont utilisés :

les culottes sont généralement mises en place lors de la pose d’un collecteur de diamètre ≤ à 400 mm. Elles sont généralement constituées du même matériau que le collecteur.

Figure 4 : Exemple de culotte en « Y » mâle /femelle/femelle à 67°30

les selles sont généralement mises en place sur un collecteur déjà existant. Elles viennent se poser « à cheval » sur le collecteur dans un trou carotté ou découpé par sciage. L’étanchéité d’une selle se fait entre la surface extérieure du tuyau et la surface interne de la plaque de la selle. Les selles s’utilisent essentiellement sur les collecteurs d’un diamètre ≤ à 400 mm.


Figure 5 : Exemple de selle collée

Les culottes et les selles de raccordement permettent de maintenir la résistance structurelle du collecteur.

les raccords de piquage réduisent généralement la résistance mécanique du collecteur au droit du percement. Ils s’utilisent sur des collecteurs d’un diamètre ≥ à 500mm et ce, à condition que le diamètre de la canalisation principale soit supérieur à 2 fois le diamètre de la canalisation de branchement (de préférence 3 fois).

Lorsque des percements du collecteur doivent être réalisés, le découpage est réalisé avec une carotteuse (avec denture au carbure de tungstène ou au diamant) ou une scie cloche, en fonction du matériau, pour obtenir un trou circulaire, en prenant soin qu’il n’entre aucun matériau indésirable dans le tuyau.

Trois types de raccords de piquage efficaces existent :

Les tulipes scellées. Les joints en élastomère. Les clips : moins efficaces, ils peuvent parfois être utilisés dans

certaines conditions particulières. - les tulipes (et raccords à taquets) qui viennent se sceller à l’extérieur

de la canalisation principale.

Figure 6 : Exemples de raccordement par tulipe et raccord à taquets scellés


- les joints en élastomère (avec possibilité d’association de tulipe) qui s’utilisent essentiellement avec des collecteurs en béton et viennent s’insérer dans un trou carotté, dont l’étanchéité avec le collecteur est assurée par la compression de la canalisation de branchement sur les lèvres du joint. Avec ce dispositif le diamètre du carottage doit être parfaitement adapté aux tolérances prescrites par le fabricant du joint et l’épaisseur du tuyau doit être d’au moins 50mm (soit pour les tuyaux en béton un diamètre ≥ à 500mm).

Figure 7 : Exemples de raccordement par joint en élastomère avec et sans tulipe

- les « clips », qui viennent s’accrocher à l’intérieur du collecteur (sur les bords du carottage), et dont le joint est comprimé à l’extérieur (sur l’extrados) du collecteur par un système de serrage mécanique. Ils sont plutôt adaptés à des collecteurs d’un diamètre supérieur à 500 mm à paroi mince.

Avec une canalisation de petit diamètre (< 500 mm) ils constituent une solution de secours ultime à réserver au raccordement sur une canalisation existante lorsque la présence d’eau rend un scellement ou un collage difficile.

Avec les « clips », les éléments permettant l’accrochage du système pénètrent presque toujours dans le collecteur et peuvent provoquer une gêne à l’écoulement, à l’exploitation ou à une future réhabilitation. Lors du choix d’un « clips » il y aura toujours lieu de vérifier si la longueur de pénétration dans le collecteur est tolérable.


Figure 8 : Exemple de raccordement par clips

Type de dispositif de raccordement

Diamètre du collecteur

Utilisation préférentielle en travaux neufs (N) ou sur collecteur existant (E)

Relation Diamètre branchement Diamètre collecteur

Maintien de la résistance structurelle

Culotte ≤ 400mm N Immédiatement inférieur

Oui

Selle ≤ 400mm E Immédiatement inférieur

Oui

Regard ou boîte Tous diamètres

N et E Inférieur ou égal

Oui

Raccords de piquage Tulipe scellée Joint élastomère Clips

≥ 500mm N et E inférieur à 1/2 Oui ≥ 500mm N et E inférieur à 1/2 Non ≥ 500mm E inférieur à 1/2 Non

Recommandations d’utilisation des différents dispositifs de raccordement sur un collecteur non visitable

Raccordement dans un collecteur visitable

Dans un collecteur visitable, comme dans un regard ou dans une boîte, le raccordement s’effectuera à l’aide d’un raccord de piquage comportant un dispositif d’étanchéité souple installé dans un percement carotté.

Dans les collecteurs d’une hauteur > 1000, le raccordement s’effectue généralement de manière orthogonale par rapport à l’axe longitudinal de la canalisation. On s’efforcera de limiter la hauteur de chute à 0.30m par rapport au radier chaque fois que possible et en cas d’impossibilité en se raccordant, par exemple, juste au dessus du niveau maximum de temps sec dans un collecteur unitaire.


Figure 9 : Hauteurs de raccordement dans un collecteur visitable

Dans les collecteurs à banquettes, les branchements sont raccordés dans la cunette. Lorsque la canalisation doit être encastrée, la continuité de la banquette sera assurée par une grille ou par une dalle. Si le raccordement s’effectue dans le pied droit au-dessus de la banquette il sera canalisé par une chute accompagnée de manière à être encastré dans cette banquette ou cette banquette sera aménagée de manière à permettre son utilisation sans risques.

Figure 10 : Raccordement dans un collecteur à banquettes

Raccordement dans un regard ou une boîte d’inspection

Le raccordement dans un regard ou une boîte facilite les opérations de maintenance (accès direct au branchement), de diagnostic (mesures de débit, prélèvements, inspection visuelle, …) et de réhabilitation.


Il ne doit pas s’effectuer dans la cheminée du regard en raison des contraintes d’exploitation posées par les raccordements mal réalisés, en chute, dans les échelons...

Les dispositions suivantes doivent être respectées :

- en cas de raccordement dans les banquettes, les cunettes seront modelées en pointe de cœur avec arêtes arrondies.

- le niveau de la génératrice inférieure du branchement sera supérieur de 0,10 m au moins à celui de la génératrice inférieure de la canalisation principale.

- lorsque le raccordement comporte une chute de plus de 0,30 m, il sera équipé d’une canalisation verticale ou d'un dispositif de chute accompagnée équivalent pourvu d'une ouverture permettant l’accès.

- La chute accompagnée verticale interne est le dispositif à privilégier sous réserve de ne pas encombrer exagérément le regard par des chutes multiples. Dans ce cas, la chute verticale externe constitue une solution à condition de soigner le compactage du sol environnant.

- La chute accompagnée inclinée externe présente des atouts au plan hydraulique mais davantage de difficultés de réalisation lors du compactage.

Figure 11 : Types de raccordement dans un regard ou une boîte

Canalisation de branchement

La canalisation de branchement en domaine public va de la boîte de branchement au dispositif de raccordement.

Le diamètre de la canalisation de branchement, d’une dimension minimum de 150 mm (300mm en pluvial), doit toujours être inférieur à celui du collecteur.

Dans le cas exceptionnel où le diamètre du collecteur est de 150 mm, le diamètre du branchement sera de 125 mm.


La pente de la canalisation de branchement sera au minimum de 3 cm par mètre (30/1000) pour assurer les conditions d’auto curage même dans des conditions de débit faible et intermittent. Des dérogations sont cependant possibles après étude.

La canalisation de branchement sera rectiligne sauf à créer des regards ou boîtes intermédiaires aux changements de direction.

L’utilisation de coude pour régler l’orientation de la canalisation de branchement est interdite sauf prescriptions particulières du C.C.T.P. ou quand la présence d’obstacles entraîne l’impossibilité de garder la ligne droite. Dans ce cas, les coudes à utiliser seront à 22°30 (coude au 1/16ième) ou à 11°15 (coude au 1/32ième), de préférence, à grand rayon.

Si une canalisation de branchement est d’une longueur supérieure à 35 mètres, il y a lieu de créer des regards (ou boîtes d’inspection) intermédiaires.

Boîte de branchement

La boîte de branchement peut avoir plusieurs fonctions :

matérialiser la limite entre réseau public et réseau privatif, ce qui présente un intérêt pour la répartition financière des charges d’entretien ;

localiser l’implantation des canalisations de branchement, ce qui facilite des interventions ultérieures ;

ménager un accès aux canalisations de branchement, en particulier celles qui sont situées sous domaine collectif, qui permet de curer, inspecter, voire réhabiliter ces canalisations et facilite en outre les contrôles de qualité et de quantité des effluents raccordés ;

assurer la protection du réseau public des obstructions en retenant les gros objets qui auraient pu être introduits dans les canalisations du domaine privatif.

Les dimensions des boîtes de branchement doivent toujours être supérieures au diamètre des canalisations de branchement et dépendent de la profondeur et de la fonction attribuée à ces ouvrages :

1. repérage de l’emplacement du branchement 2. contrôle visuel de l’écoulement dans la boîte 3. contrôle visuel des canalisations de branchement 4. obturation des canalisations de branchement 5. nettoyage des canalisations de branchement 6. réhabilitation des canalisations de branchement


Le tableau ci-après résume les fonctions applicables suivant les différentes configurations :

Dimensions de la cheminée

Profondeur de la cheminée

250 mm

300mm

400 mm

≥ 600 mm

P < 0,5 m 1 – 2 – 3 – 4 - 5

1 – 2 – 3 – 4 - 5

1– 2 – 3– 4– 5 - 6

1– 2 – 3– 4– 5 - 6

0,5 m < P < 1.5 m

1 – 2 – 3 - 5 1 – 2 – 3 – 4 - 5

1– 2 – 3– 4– 5 - 6

1– 2 – 3– 4– 5 - 6

P > 1.5 m 1 – 2 - 5 1 – 2 – 3 – 5 1 – 2 – 3 – 4 - 5

1– 2 – 3– 4– 5 - 6

P = distance entre le fil d'eau et la surface du sol.

Un diamètre (ou un côté) de 300 à 400 mm suffit pour la plupart des fonctions retenues pour les profondeurs comprises entre 0.5 m et 1.5 m. A partir d’une dimension de 600 mm, l’ouvrage permet d’assurer toutes les fonctions dans toutes les configurations.

On réservera la dimension minimale de 250mm aux cas où l’encombrement du sous- sol ne permet pas la mise en place de cheminées plus importantes.

La collectivité peut cependant choisir d’imposer un siphon disconnecteur ou une boîte siphoïde destinés à arrêter les gros objets avant qu’ils n’atteignent le réseau public. Cette disposition reporte la responsabilité des engorgements sur l’usager. Ces ouvrages doivent assurer la ventilation et n’assurent donc aucune protection contre les remontées d’odeurs. Néanmoins la mise en place de siphon non ventilé en pied de descente d’eaux pluviales se justifie dans certains cas pour empêcher les remontées d’odeurs par les raccordements sur réseau unitaire.

Les dispositifs de fermeture des boîtes de branchement doivent rester accessibles et dégagés en permanence. En domaine public, les ouvrages seront recouverts de tampons métalliques, hydrauliques (étanches aux odeurs) pour les réseaux unitaires et eaux usées ou à batée simple pour les réseaux pluviaux.

En espace public les tampons hydrauliques seront conformes à la norme EN 124.

Sur trottoirs, les dispositifs de fermeture de regards seront de classe de résistance B 125 ou C 250 kN suivant implantation.

Conditions d’établissement des branchements

Les conditions d’établissement des branchements d’assainissement sont décrites généralement dans les règlements du service de l’assainissement, dans le règlement sanitaire départemental, dans le code de la santé publique,...

Dès qu’il existe un réseau de collecte l'établissement des branchements est obligatoire et son financement incombe aux propriétaires desservis.


Lorsqu'on procède à la construction d'un réseau de collecte, il est fortement recommandé de réaliser les branchements au cours de la même entreprise, y compris la boîte de branchement.

Les établissements rejetant des eaux non domestiques doivent, à la demande du service de l’assainissement, être pourvus d’au moins deux branchements distincts pour les eaux usées :

- un branchement pour les eaux usées domestiques, - un branchement pour les eaux usées non domestiques.

Le branchement destiné à recevoir les eaux usées domestiques correspond aux critères généraux de réalisation des branchements particuliers dans la collectivité.

Le branchement destiné à recevoir les eaux usées non domestiques doit être pourvu d’un regard permettant d’effectuer tout prélèvement ou mesure. Cet ouvrage est placé en limite de propriété, de préférence sous domaine public, afin d’être aisément accessible à tout moment. Un dispositif d’obturation permettant de séparer l’établissement industriel du réseau public doit pouvoir être mis en place sur les différents branchements, pour permettre la protection du réseau public contre des rejets non conformes à la convention de déversement ou en cas d’incendie (rétention des eaux d’extinction). Son curage devra être exécuté régulièrement à la diligence de l'établissement industriel.

A la sortie de ce regard l'effluent industriel pourra rejoindre le réseau public dans les conditions prescrites par la convention de déversement. L'autorisation de raccordement pourra imposer tout dispositif de prétraitement qui sera nécessaire (dégrillage, neutralisation, déshuilage, etc...). Les installations de prétraitement nécessaires seront dimensionnées sur la base des résultats d’une étude préalable pour rendre le rejet conforme aux exigences de la convention avec la collectivité gestionnaire du réseau public et selon les normes en vigueur.

Même en cas d’absence de convention de déversement, les stations-service, parcs de stationnement, teintureries,…seront équipés d’installations de prétraitement telles que dégrilleurs, décanteurs ou débourbeurs, séparateurs de graisses ou d’hydrocarbures, de même, les restaurants, cantines, boucheries, charcuteries, blanchisseries,…seront équipés de séparateurs de graisses et fécules.


2.3 LES BOUCHES D'EGOUTS

(Guide ASTEE)

Les bouches d’égout sont des ouvrages destinés à collecter en surface les eaux de ruissellement. Elles permettent, par l'intermédiaire d'une canalisation de branchement, d'acheminer ces eaux jusqu'au collecteur pluvial ou unitaire.

Une bouche d’égout comporte une cheminée de dimensions variables, dans laquelle l'eau collectée sur les chaussées et trottoirs pénètre par l’intermédiaire du dispositif d’engouffrement (avaloir). En plus de la cheminée, une bouche d’égout comporte dans la plupart des cas un dispositif sélectif qui permet d'assurer une séparation grossière entre les éléments les plus lourds et les eaux de ruissellement proprement dites, et, dans certains cas, un dispositif de rétention des éléments flottants.

Avec les bouches d’égout sélectives le dispositif de sélection des déchets entraînés par le ruissellement (sables, graviers, feuilles,..) est un élément très utile à la protection du réseau qui permet de réduire la fréquence des curages de collecteur qui sont l’élément d’exploitation le plus coûteux dans la vie d’un réseau. La retenue des déchets peut se faire de 2 manières en fonction de la méthode d’entretien des ouvrages :

1. Avec décantation si les bouches d’égout sont entretenues à l’aide d’un camion aspirateur vidangeur ; dans ce cas la décantation doit être d’un volume suffisant pour assurer une véritable sélectivité (240 litres de décantation est le minimum recommandé).

Dans certains cas, notamment si la bouche d’égout se raccorde sur un réseau unitaire, la décantation est équipée d’une cloison siphoïde qui permet de piéger les flottants et évite les remontées d’odeurs, cependant la capacité d’absorption pourra être limitée par le siphon si celui-ci n’est pas entretenu. Par ailleurs, la bouche d’égout siphonnée isole l’atmosphère du réseau : elle ne permet plus la ventilation du réseau.

Si la bouche d’égout est siphoïde il est recommandé de maintenir la ventilation qui, dans le cas de raccordement sur un réseau unitaire, débouchera en hauteur (par exemple par un poteau d’éclairage public).

2. Sans décantation (à passage direct) mais comportant un panier amovible, pour le cas où la bouche d’égout est entretenue manuellement. Le volume de rétention des paniers est faible (environ 10 litres) pour permettre leur relevage manuel. Vu leur faible capacité, les paniers doivent être relevés régulièrement pour éviter leur colmatage, ils ne peuvent résister de manière durable aux chocs produits par le nettoyage à l’aide d’un aspirateur vidangeur.


Figure 12 : Exemples de bouches d’égout sélectives

Les bouches d’égout non sélectives à passage direct accordent la priorité à l’absorption des eaux pluviales, mais permettent aussi l’entrée dans le réseau de sables et de déchets divers qui nécessiteront un entretien régulier et coûteux des ouvrages. Par ailleurs, les dispositifs à entrée libre, en permettant la ventilation des réseaux, laissent exhaler vers la rue les odeurs parfois nauséabondes. à moins d’être équipées d’un clapet anti-odeurs.

Note : On trouve sur le marché des clapets anti odeurs. Pour le bon fonctionnement de ce dispositif, il est impératif que l’avaloir soit grillé ou barreaudé afin que le clapet ne soit pas encombré par les déchets. Le clapet ne permet plus la ventilation du réseau. Il limite également la capacité d’absorption de part sa présence ainsi que celle de la grille ou des barreaux nécessaires pour le protéger. Ces dispositifs à clapet s’avèrent souvent peu efficaces contre les odeurs car lorsqu’ils sont légèrement ensablés ils restent entrouverts.

Figure 13 : Bouche d’égout non sélective à passage direct

Il est indispensable que l’absorption des eaux de ruissellement se fasse dans un ouvrage séparé du réseau en vue d’assurer une bonne sélection des déchets, ceci exclut les « regards bouche » (regards sur collecteur recouverts d’un dispositif d’absorption). Ce type d’ouvrage, plus encore que les bouches d’égout à passage direct, favorise l’engorgement rapide du réseau et, surtout sur un réseau unitaire, est à l’origine de dégagements d’odeurs que les dispositifs palliatifs ne peuvent supprimer.

A décantation et cloison siphoïde

A simple décantation

A passage direct et panier


2.4 DISPOSITIFS D’ENGOUFFREMENT (AVALOIRS)

(Guide ASTEE)

Les avaloirs peuvent être classés selon 3 types :

Les avaloirs avec entrée latérale,

Entrée libre Barreaudage vertical

Les grilles de caniveau,

Figure 14 : Grilles en fonte montées sur le pilote de (Robert & Tossou, 2006): (a) petite grille standard

0.61x0.36 m², (b) grande grille standard 0.91x0.46 m², (c) grille aux barreaux inclinés 0.61x0.36 m²

Les dispositifs mixtes comprenant une entrée latérale grillée ou non, et une grille de caniveau, de conception séparée ou monobloc.

Que la bouche d’égout soit sélective ou à passage direct, l’avaloir peut être barreaudé ou grillé. Dans ce cas, les déchets entraînés par le ruissellement ne


rentrent plus, ce qui réduit l’entretien à un nettoyage de voirie en surface ; en contrepartie, les performances d’absorption sont réduites, surtout en cas de colmatage. Les avaloirs barreaudés ou grillés laissent cependant passer les sables, ce qui ne permet pas de se dispenser des curages périodiques.

Différentes études hydrauliques ont permis de montrer que la pente longitudinale de la rue est négligeable dans la capacité d’absorption de la grille. Par contre, la pente transversale joue un rôle non négligeable. (Wertel J., Vazquez J., Boca J., Cuny A., Morcel Y., Improved models of hydraulic gully grids and study of sensitivity to hydraulic parameters, Novatech 2010).

Le long d’une voirie équipée de bordures et de caniveaux, la cheminée de bouche d’égout peut se trouver sous trottoir, et, en cas d’encombrement du sous-sol, sous l’ensemble bordure/caniveau ou sous chaussée. Dans ce cas, les eaux sont recueillies soit :

par un avaloir avec entrée latérale inséré dans la bordure (profil A ou T) comportant un tampon amovible ;

par un avaloir avec entrée sur le dessus (grille de caniveau amovible) inséré dans le caniveau ;

par un avaloir mixte qui permet un engouffrement par une entrée latérale complétée par une entrée sur le dessus.

Sous un double caniveau (profil CC), dans des parcs de stationnement, des zones piétonnières,…les eaux sont recueillies par le dessus de la cheminée à l’aide de grilles amovibles plates ou concaves suivant le cas.

D’autres configurations peuvent exister en fonction des particularités des sites desservis, comme par exemple : des caniveaux à grille longeant ou traversant la voirie à desservir, des caniveaux à fente,…

Les dispositifs d’engouffrement situés en bord de voirie seront de la classe 250 kN.

Objectifs en fonction des niveaux :

Niveau 3 et 4 Absorption du débit maximal

correspondant à une forte période de retour (10, 20 ans,…)


2.5 ACCES AUX CANALISATIONS : LES REGARDS ET BOITES

(Guide ASTEE)

Ces ouvrages sont destinés à permettre l'accès aux canalisations d’eaux usées d’eaux pluviales ou unitaires afin d'assurer :

les essais préalables à leur réception ; leur surveillance ; leur maintenance ; leur entretien (dont le curage) ; leur réhabilitation éventuelle.

L’ensemble de ces opérations doit pouvoir être mené en toute sécurité pour le personnel d’exploitation.

Les ouvrages d’accès peuvent être utilisés pour le raccordement des branchements particuliers ou des branchements de bouches d’égout. Dans ce cas ils facilitent les opérations de maintenance (accès direct), de diagnostic (mesures de débit, prélèvements, inspection visuelle, …) et de réhabilitation du branchement.

Les dimensions, la forme et l’équipement des ouvrages d’accès, (échelles, échelons, etc,..) doivent être adaptés aux nécessités de la maintenance et de l’accès aux différents types de réseaux.

Dans la mesure du possible la forme et la dimension des ouvrages correspondant à une même fonction seront identiques dans une même agglomération.

Les ouvrages d’accès doivent résister aux charges qui les sollicitent et doivent être étanches à une pression correspondant à une mise en charge jusqu’au niveau de la chaussée et ce, jusqu'à l’assemblage supérieur du dispositif de réduction. Pour les ouvrages profonds cette étanchéité doit être garantie jusqu'à une mise en charge correspondant à 5m de hauteur d’eau comptés à partir de la génératrice intérieure supérieure de la canalisation sortante.

2.5.1 TYPES D’OUVRAGES ET CONDITIONS D’ACCES AUX CANALISATIONS

On rencontre 2 familles d’ouvrages d’accès :

Les regards qui permettent l’accès du personnel à la canalisation d’assainissement.

Les boîtes qui sont destinées à assurer la maintenance, la réhabilitation et le contrôle de la canalisation d’assainissement mais dans lesquelles le personnel d’exploitation ne peut pénétrer.

Chacune de ces deux familles d’ouvrages d’accès peut comporter plusieurs types d’ouvrages :

1. Les boîtes sont des ouvrages dont la cheminée est d’une dimension inférieure à 0.80m, on distingue : Les boîtes d’inspections sont situées sur un collecteur et qui permettent

l’accès à ce collecteur pour curage, inspection et dans certains cas réhabilitation. Elles sont implantées dans les parties droites des réseaux (à l’exclusion des changements de direction ou de pente, d’altitude localisés


(chutes) ou de sections du collecteur, de confluences de collecteurs, qui nécessitent l’emploi de regards).

Les boîtes de branchement permettent l’accès aux branchements particuliers et sont généralement situées le plus près possible de l’alignement, de préférence en domaine public. Elles délimitent la partie privée et la partie publique du branchement et permettent un accès pour entretien, inspection et éventuellement réhabilitation, à la partie publique comme à la partie privée du branchement.

2. Les regards sont destinés à la descente du personnel. On y accède par un trou d’homme dont la dimension minimum est de 0.60m. Le collecteur devra être équipé d’un regard à chaque confluence de collecteurs, changement de direction, changement de pente, changement d’altitude localisé (chute) ou changement de section de la canalisation. On distingue : Les regards occasionnellement visitables : dont la cheminée est d’une

dimension supérieure à 0.80m et inférieure à 1m. Ils ne sont généralement pas équipés d’un système de descente, de ce fait le personnel d’exploitation devant accéder au collecteur par ce type d’ouvrage devra être équipé d’un harnais sous ventral. Ce type d’ouvrage s’installe préférentiellement sur un collecteur desservi par des boîtes d’inspection dans ses parties rectilignes ou dans les parties rectilignes d’un collecteur équipé par ailleurs de regards de visite.

Les regards de visite : dont la cheminée est d’une dimension supérieure ou égale à 1m. Ces ouvrages sont équipés d’un système de descente et d’un dispositif de réduction de dimension entre la cheminée et le trou d’homme permettant l’accès à la cheminée.

Dimension intérieure de

cheminée Ouvrage

Introduction de matériel Accès du

personnel

Profondeur maximale

Dimension maximum

du collecteur

D 1000 Regards de

visite (visitables) Oui Oui

800 D < 1000

Regards occasionnelleme

nt visitables

Oui

Oui occasionnellement si le personnel est

équipé d’un harnais

3,00 m 600 mm

D< 800

Boîte d’inspection ou

boîte de branchement

Oui Non 2,50 m 500 mm

Types d’ouvrages d’accès


2.5.2 FONCTIONS DES OUVRAGES

Le choix des ouvrages d’accès dépend des fonctions qu’ils sont destinés à remplir :

Les boites ne peuvent en aucun cas être utilisées pour l’accès, même occasionnel du personnel. Leur hauteur maximale ne doit pas excéder 2.50m. Au-delà de cette hauteur, on doit recourir à des regards visitables,

Les ouvrages d’accès destinés à la descente du personnel sont pourvus d’un dispositif de descente constitué par des échelons ou une échelle (amovible ou non) scellés dans la cheminée. Ce dispositif de descente ne doit pas entraver le bon écoulement des effluents y compris quand le collecteur fonctionne à pleine charge ; il doit permettre au personnel d’exploitation de descendre en toute sécurité jusqu’au fond de la cheminée ou de la chambre. Un dispositif de descente est à installer dès que la profondeur de la cheminée est supérieure à 1.50m. La partie supérieure, du dispositif de descente comporte une crosse ou une barre d’appui mobile facilitant l’engagement du personnel d’exploitation dans la cheminée en toute sécurité.

Quand la profondeur de la cheminée est supérieure à 5m il y a lieu d’installer un palier pour limiter la hauteur de chute du personnel.

Le raccordement des branchements particuliers ou des branchements de bouches d'égout avaloirs, pourra être autorisé dans les regards, mais les eaux devront être amenées à une hauteur variant entre 0.10m et 0.30m par rapport au radier de la cunette.

2.5.3 CONSTITUTION DES OUVRAGES D’ACCES

Les ouvrages d’accès sont généralement préfabriqués. Les regards en maçonnerie de blocs sont interdits et les regards coulés en place ne doivent être utilisés que lorsqu’il n’y a pas d’autre alternative car leur qualité n’atteint jamais celles des ouvrages préfabriqués.

Les ouvrages d’accès comportent, de haut en bas :

Un dispositif de recouvrement généralement constitué par un cadre métallique pourvu d’un tampon amovible devant résister aux charges le sollicitant, il sera de la classe 400 kN sous chaussée circulée, 125 kN sous trottoir et 250 kN sous voiries à circulation réduite. La dimension minimum de son ouverture est de 600 mm pour les regards.

Note : les tampons ventilés favorisent le bon fonctionnement hydraulique en régime transitoire et limitent l’accumulation d’H2S, leur utilisation nécessite néanmoins la prise en compte des risques d’inondation, d’intrusion d’objets,…

Une rehausse sous cadre (ou dalle sous tampon) sur laquelle le dispositif de recouvrement est scellé.

Un dispositif de réglage éventuel qui permettra la mise à l’altitude exacte de la dalle sous tampon et du tampon. La dimension intérieure de cette partie correspond généralement à la dimension du tampon d’accès.

o Le dispositif de réglage devra permettre la mise en place d’un obturateur de regard pour réaliser les essais d’étanchéité de réception d’ouvrages neufs à l’air ou à l’eau.


o Quand le sol est faiblement porteur où en cas d’utilisation d’ouvrages préfabriqués ne pouvant supporter les charges roulantes (regards ou boîtes en matière plastique par exemple) le dispositif de réglage devra reposer sur une dalle de répartition noyée dans la structure de voirie et ne reposant pas sur la structure du regard ou de la boîte.

Un dispositif de réduction de section (pour les regards) constitué par un élément tronconique (généralement décentré pour permettre l’alignement des échelons) ou une dalle réductrice de couronnement sur lesquels, dans la plupart des cas, le dispositif de réglage est scellé de manière étanche (hormis en présence d’une dalle de répartition).

Des éléments droits assemblés ensemble et sur le dispositif de réduction de manière étanche.

Un élément de fond (ou, le cas échéant, une dalle réductrice intermédiaire d’accès à la chambre) raccordé de manière étanche sur l’élément droit inférieur. Cet élément permet le raccordement des canalisations entrantes ou sortantes qui se fait à l’aide d’un joint souple et étanche. L’élément de fond comporte :

o Une cunette dont la largeur ne peut excéder la largeur de la canalisation sortante et doit être adaptée aux diamètres des canalisations entrantes et sortantes. Sa hauteur est au moins égale au diamètre de la canalisation raccordée ci celle-ci est de diamètre inférieur ou égal à 400mm et au moins égale à 400mm si le diamètre de la canalisation raccordée est supérieur à 400mm. Note : les regards à fond plats et à décantation sont à éviter car ils génèrent des pertes de charge ponctuelles. Pour retenir les dépôts il est préférable d’utiliser les décantations des bouches d’égout complétées éventuellement par des pièges à charriage.

o Une ou des banquettes dont la pente est de 13% +/- 5%. o Un raccordement des canalisations entrantes ou sortantes qui se fait à

l’aide d’un joint souple et étanche. Quand la partie basse du regard est coulée en place il y a lieu d’insérer des manchons de scellement pourvus de joints souples lors de la coulée de l’ouvrage.

Quand la cheminée donne accès à une chambre, cette dernière doit être d’une hauteur suffisante pour ménager un espace de travail accessible au personnel d’exploitation (au moins 1.8m). Cette chambre comportera également une cunette, des banquettes et des dispositifs de raccordement des canalisations, souples et étanches.


Légende

A Rehausse sous cadre

B Elément de fond

C Dalle réductrice de couronnement

D Eléments droits (bas)

E Banquette

F Cunette

G Cheminée

H Chambre

R Dalle réductrice intermédiaire

S Eléments droits (haut)

T Tête tronconique

Figure 15 : Constitution des regard

2.5.4 IMPLANTATION DES OUVRAGES D’ACCES

Le collecteur doit être équipé d’un regard à chaque changement de direction, changement de pente, changement d’altitude localisé (chute) ou changement de section de la canalisation.

La distance maximale entre deux regards visitables consécutifs ne doit pas dépasser 80 mètres. Si nécessaire, des ouvrages intermédiaires complémentaires seront placés sur le collecteur pour assurer sa ventilation.

Sur les canalisations de diamètre nominal supérieur ou égal à 800, les regards doivent être visitables.

Pour les canalisations de diamètre >400 mm, il y a lieu de réduire la distance entre les ouvrages d’accès pour faciliter le curage du réseau avec les équipements d’hydro curage courants, par exemple :

- 60 mètres pour les diamètres 500 et 600mm, - 50 mètres pour les diamètres 800 et 1000mm.

Ces distances doivent également être réduites lorsque l’aval d’un tronçon est inaccessible aux engins de curage et qu’il est nécessaire de procéder au nettoyage du collecteur à partir de son amont.

2.5.5 ACCES AUX COLLECTEURS VISITABLES

L'accès est visitables pour une hauteur supérieure à 1.6m ou occasionnellement visitables pour une hauteur comprise entre 1m et 1.6m.

Dans ce cas, les cheminées de descente peuvent aboutir dans une chambre à banquette sur la partie latérale du collecteur ou dans une galerie d'accès sensiblement horizontale de dimensions suffisantes pour permettre, outre l'accès du personnel, l'introduction du matériel d’exploitation et conduisant à une chambre borgne à banquette. Le radier de la galerie doit être surélevé par rapport au radier du collecteur de façon que, par temps sec ou au moins aux faibles débits de temps de pluie, le radier ne soit pas recouvert par les eaux usées. Il doit être légèrement incliné (environ 1 p. 100) en direction du collecteur afin que les eaux, qui


occasionnellement le submergeraient, puissent s'écouler lorsque le niveau aura baissé.

En collecteurs visitables, pour des raisons de sécurité, l'espacement entre deux ouvrages d'accès ne dépassera pas 80 mètres. Si nécessaire, les ouvrages intermédiaires (cheminées de visite par exemple) assureront la ventilation du collecteur.

Une distance supérieure pourra être admise entre les regards dans le cas où le collecteur serait construit en souterrain ou par tubes poussés. Dans ce cas, une étude spéciale sera nécessaire pour assurer la sécurité de l'exploitation (ventilation forcée, refuge à la partie supérieure des ouvrages, etc...). Aucun branchement d'eaux pluviales ou d'eaux usées ne sera toléré dans une cheminée d'accès ou la galerie qui lui fait suite.

Regard avec accès latéral au collecteur Regard avec accès au collecteur par galerie

Figure 16 : Ouvrages d’accès sur réseaux visitables


2.6 LES COLLECTEURS

(Guide ASTEE)

Le dimensionnement hydraulique des ouvrages est effectué en fonction des débits pluviaux pour la période de retour retenue. Dans la majorité des cas les débits d'eaux usées (niveau 0), négligeables par rapport aux débits pluviaux, ne sont pas pris en compte dans le dimensionnement de la canalisation mais plutôt dans le choix de sa forme. Néanmoins, avec la multiplication des rétentions d’eaux pluviales à la parcelle, il convient de s’assurer que le débit d’eaux usées ne devient pas significatif.

En règle générale, le dimensionnement sera tel que les écoulements se feront à surface libre, sans mise en charge. Ceci sera obtenu en choisissant des canalisations admettant un débit maximum admissible immédiatement supérieur au débit de projet (niveau 2 et 3). Une optimisation peut être obtenue en acceptant une mise en charge maîtrisée vis-à-vis des contraintes de branchements (cf. norme NF EN 752). Cette optimisation peut être nécessaire lorsque le débit maximum admissible est largement supérieur au débit de projet. Dans ce cas, il peut être utile de vérifier par simulation numérique que cette mise en charge, qui doit rester ponctuelle dans le temps comme dans l'espace, n'induit pas de perturbations du service, par exemple :

débordement sur chaussée ; dysfonctionnements et de désordres chez les raccordés.

Dans le cas d'une augmentation de la pente de l'amont vers l'aval, d'un point de vue strictement hydraulique, il pourrait y avoir lieu de réduire le diamètre nécessaire au transit du débit de projet. On ne retiendra pas une telle réduction afin de prendre en compte :

un accroissement éventuel des débits à l'avenir, sous réserve du respect des conditions d'autocurage;

le risque d'embâcle.

En outre, il convient de prendre en compte que les acteurs de l'assainissement n'ont pas tous une compétence en hydraulique, si bien qu'une réduction du diamètre pourrait être mal comprise, voire mal acceptée.

Le tracé du réseau de collecte empruntera le plus possible les voiries du domaine public, afin de permettre un accès aisé lors des opérations d'entretien qui nécessitent souvent des engins lourds. Il conviendra de prendre en compte les autres réseaux présents ou prévus (eau potable, gaz, téléphone, câbles, électricité, chauffage urbain, …).

La profondeur des ouvrages doit répondre à plusieurs critères :

La prise en compte du résultat des études géotechniques préalables. Les ouvrages d'assainissement doivent être en dessous des autres réseaux

évoqués ci-dessus ; l'encombrement de ces ouvrages, important en unitaire ou séparatif pluvial, nécessite une prise en compte détaillée du positionnement de tous les réseaux sur l'ensemble du linéaire, notamment au moyen du tracé d'un profil en long.

Le raccordement des immeubles riverains doit être gravitaire chaque fois que possible, et sera réalisé au moyen de branchements pourvus de pente


satisfaisante ; on peut exclure le raccordement gravitaire des caves et sous-sols s'il entraîne un approfondissement excessif du réseau.

La sauvegarde mécanique des collecteurs doit être assurée et exige un recouvrement suffisant de 0.80 m dans les cas usuels (cf. Fasc. 70 du C.C.T.G. Titre I). A défaut, en présence de charges roulantes une mise en œuvre particulière peut s’avérer nécessaire : enrobage en béton, dalle en béton armée,…..

En vue de la réalisation de réseaux « auto cureurs » satisfaisant aux préoccupations hygiéniques qui impliquent l'évacuation rapide et continue de tous les déchets fermentescibles, la pente des ouvrages devrait permettre pour des débits pluviaux atteints assez fréquemment, l'entraînement des sables, et pour le débit moyen des eaux usées, celui des vases organiques fermentescibles.

Il convient, pour le raccordement des ouvrages secondaires sur les ouvrages plus importants, de ménager une dénivellation des radiers telle que, par temps sec, le fonctionnement de l’aval ne ralentisse pas l’écoulement de l’amont. A cet effet il convient de déterminer les hauteurs de lignes d’eau dans les canalisations par temps sec.

En dehors de ces cas de jonction, en séparatif eaux usées, les changements de diamètre de l'amont vers l'aval se feront en assurant la continuité des radiers, afin d'éviter des turbulences dommageables au transport de matières lors de faibles débits.

Afin d'assurer des conditions de sécurité satisfaisantes pour le personnel appelé à pénétrer dans les ouvrages visitables et de prévenir la dégradation des canalisations, il est parfois nécessaire de limiter les pentes admissibles et donc les vitesses. En outre de fortes vitesses (au-delà de 4 mètres par seconde) peuvent induire des perturbations hydrauliques, pas forcément prises en compte par le modèle, telles que reflux ou débordements au niveau des singularités du réseau (changement de direction ou de pente,…).

Figure 17 : Limites de déplacement des personnes dans l'eau.


Si le relief du terrain est très accentué, il convient de ménager des décrochements dans les profils en long des ouvrages, par l'introduction de regards de chute.

L'attention des concepteurs est attirée sur le fait que les conditions d'auto curage et de vitesse limite sont des règles générales et qu'en pratique les conditions locales influent fortement, sur le comportement effectif des réseaux. La présence de sable ou l'apport d'eaux usées à tendance agressive peuvent, par exemple, accélérer le phénomène d'érosion ; par contre, une pose particulièrement soignée des tuyaux, excluant toute irrégularité et tout décrochement, alliée à un entretien fréquent et efficace, permettent d'éviter les dépôts intempestifs, même avec de faibles pentes.

Note : La pente motrice (ou pente piézométrique, ou perte de charge par unité de longueur) est la pente de la ligne piézométrique qui doit rester en tous points au-dessous du niveau du sol pour éviter que l'égout ne déborde.

La figure suivante représente les sections : circulaire, ovoïde et fer à cheval.

Figure 18 : Formes des conduites les plus classiques

La figure suivante représente les formes de conduite les plus utilisées en assainissement. Les dimensions sont adimentionalisées par rapport à la largeur.

0.75

Figure 19 : Formes usuelles


Figure 20 : Formes des sections utilisées dans le réseau d’assainissement de Paris (Dupuit 1854)


Niveau 1 Garantir l’autocurage

Niveau 2 Vérifier les mises en charge

Niveau 3 Dimensionner la canalisation


2.7 LES DEVERSOIRS


C. JOANNIS, J. VAZQUEZ, M. ZUG, (2009) W6901 Fonctions et typologie des déversoirs d'orage. Publication dans « L’encyclopédie des Techniques de l’Ingénieur » (ETI Sciences et Techniques). 2009, vol. W3, W6901.

Les déversoirs d'orage constituent une classe d'ouvrages très répandue sur les réseaux d'assainissement conçus sur le mode unitaire, c'est-à-dire avec un système unique de collecte des eaux usées et des eaux pluviales. Pour rendre compatible ce type de système de collecte avec des exigences de protection des milieux récepteurs et de protection de la ville contre les inondations, les déversoirs d'orage sont conçus et exploités avec des formes et selon des modalités très diverses, que l'on cherchera à préciser dans cette, en proposant notamment une terminologie.

2.7.1 DEFINITIONS ET OBJECTIFS

2.7.1.1 Définition – terminologie

2.7.1.1.1 Définition

Selon l'encyclopédie de l'assainissement, un Déversoir d'Orage (DO) est un "ouvrage permettant le rejet direct d'une partie des effluents au milieu naturel, lorsque le débit amont dépasse une certaine valeur. Les déversoirs d'orage sont généralement installés sur les réseaux unitaires, dans le but de limiter les apports au réseau aval, et en particulier les stations d'épuration, en cas de pluie".

Cette définition met l'accent sur les deux fonctions principales de l'ouvrage sur le plan hydraulique : réguler les débits conservés vers l'aval pour les maintenir en deçà d'une valeur de consigne (ou valeur seuil), et évacuer l'excédent, en général vers le milieu récepteur. Ces fonctions peuvent être réalisées par divers types d'aménagements, intégrant ou non des seuils déversants. Ainsi le terme "déversoir d'orage" pourra s'appliquer à des ouvrages de dérivation par orifice ou ajutage. Quant aux applications, elles vont de la situation la plus classique comme, par exemple, la protection d'une STation d’EPuration (STEP) à l'aval d'un réseau unitaire contre les surcharges occasionnées par des événements pluvieux, à des configurations aussi diverses que les trop-pleins de postes de pompage sur réseau séparatif d'eaux usées, ou l'alimentation de bassin de stockage-dépollution.

D'autres fonctions doivent également être assurées, en particulier la protection du réseau contre les intrusions d'eau depuis le milieu récepteur ou l'exutoire. Celles-ci peuvent se produire lorsque l'exutoire est le siège de variations de niveaux (ou marnages) très marquées, en relation par exemple avec les crues ou les marées. En outre, certains ouvrages peuvent combiner leurs fonctions principales de régulation avec des fonctions de stockage voire de dépollution, mais ils seront peu abordés dans ce dossier.

Un déversoir d’orage doit donc assurer trois fonctions principales :

laisser transiter les eaux usées et celles de petites pluies (niveau 1 au sens Certu) sans surverse jusqu’au débit maximal admis à l’aval en limitant la décantation des matières en suspension présentes dans l’effluent,


déverser le débit excédentaire de pluie sans mise en charge et décantation dans la conduite amont et sans surcharge excessive de débit dans le réseau à l’aval, (niveau 2 au sens Certu, extension au niveau 3 si on admet la possibilité de mise en charge),

empêcher l’entrée d’eau en provenance du milieu récepteur.

2.7.1.1.2 Terminologie

Un déversoir d’orage est centré sur l’organe de dérivation recevant le flux entrant d’une conduite amont, le renvoyant au collecteur aval et dirigeant le "trop plein" vers un collecteur de décharge. Les déversements peuvent se faire vers des bassins d’orage ou de dépollution, mais ils se font le plus souvent directement ou indirectement vers le milieu naturel. Le déversoir d'orage est donc entouré par divers ouvrages, qu'il est nécessaire d'identifier sans ambigüité. Pour ce faire, la figure suivante propose une terminologie qui sera utilisée tout au long de ce dossier.

Flux conservé

Conduite aval

Conduite de dérivation ou de décharge

Conduite principale

Conduite amont

Exutoire

Organe de dérivation

Flux dérivé

Flux entrant

Milieu récepteur

Figure 21 : Représentation schématique d'un déversoir d'orage

Leterme"exutoire"désignel'avaldelaconduitededécharge,etpeutêtreconstituéparune canalisation généralement pluviale ou unitaire , ou par le milieu récepteur lui‐même.

2.7.1.2 Environnement

L'organe de dérivation peut être directement aménagé dans une canalisation. Mais le plus souvent il est inclus dans un ouvrage spécifique (par exemple une chambre) où il peut être complété par d'autres équipements. Cet ouvrage peut lui-même être associé à d'autres ouvrages, en particulier des ouvrages et stockage et/ou de dépollution, pour former un système. Le fonctionnement hydraulique peut être complexe et relativement autonome par rapport à l'ensemble du système de collecte. Dans de nombreux cas, les niveaux d'eau dans l'exutoire et le milieu récepteur contraignent fortement ce fonctionnement hydraulique.

2.7.1.2.1 Environnement hydraulique

Un déversoir d'orage établit une communication entre le système de collecte et un milieu récepteur, soit directement, soit par l'intermédiaire d'un exutoire, tel qu'un


collecteur pluvial ou un émissaire reprenant les rejets de plusieurs déversoirs. Les niveaux d'eau de ces exutoires peuvent varier considérablement, soit sous l'influence directe des pluies, soit selon une dynamique propre aux milieux récepteurs (crues, marées, régulation de plans d'eau…). Le déversoir peut également être soumis à l'influence aval du réseau ou des ouvrages associés.

Tous ces niveaux d'eau constituent des conditions aux limites qu'il convient de bien caractériser pour exploiter un modèle et pour choisir une méthode de mesure. Enfin ils ont des répercussions sur la conception même du déversoir et conduisent à mettre en place des équipements tels que des vannes, des clapets ou des seuils mobiles, notamment pour éviter un fonctionnement "inversé", correspondant à l'entrée d'eau depuis l'exutoire ou le milieu récepteur vers le réseau.

2.7.1.2.2 Ouvrages annexes et équipements

La figure suivante schématise l’ensemble des ouvrages annexes et équipements qui peuvent être intégrés dans l'environnement d'un déversoir d'orage, dont il faut tenir compte aussi bien pour bâtir un modèle que pour concevoir un système de suivi métrologique.

OUVRAGE DE

DERIVATION

Collecteur AMONT

Collecteur AVAL

Collecteur de DECHARGE

Débit conservé

Débit amont

Débit déversé

Apport latéral

Chambre de tranquillisation

Piège à sable

Grilles ou tamis

Vannes Paroi siphoïde

Clapet

Conduite aval étranglée

Figure 22 : Conception détaillée d’un déversoir d’orage

Les grilles ont pour but de piéger les gros solides (Ø > 6 mm) pour éviter leur envoi dans le milieu naturel. Ces grilles peuvent être dotées de moyens de dégrillage automatique alimentant un stockage des produits dont l’enlèvement doit être prévu et aisé et ne provoquant pas de nuisances olfactives. Les grilles peuvent aussi être inclinées de façon que les solides piégés lors du fonctionnement de l’ouvrage retombent dans l’écoulement conservé dans le réseau. On peut trouver ces grilles également en amont du déversoir, à l’entrée des collecteurs. Cette localisation est peu conseillée compte tenu des difficultés d’exploitation qu’elles engendrent. Les barreaux de ces grilles, de 10 à 12 mm d'épaisseur, sont généralement espacés de 15 mm ; le râteau mécanique qui s’insère dans cet espace a besoin d’un jeu de 3 à 4 mm, ce qui implique des dents de 6-7mm minimum, dimensions en deçà desquelles


il perdrait la rigidité nécessaire à son bon fonctionnement. D’un point de vue hydraulique, elles introduisent une perte de charge qui se traduit par une élévation de la ligne d’eau en amont.

La paroi siphoïde permet d’éviter d’envoyer les flottants vers le collecteur de décharge. Ils sont ainsi acheminés vers la station de traitement des eaux usées. D’un point de vue hydraulique, cette paroi joue un rôle de tranquillisation de l’écoulement. Il est difficile de prendre en compte dans les modèles cet ouvrage annexe.

Des constructeurs proposent également des équipements plus ou moins sophistiqués pour piéger les solides : filtres rotatifs, tamis autonettoyants, …

Tous ces organes ont pour but de limiter les rejets de déchets au milieu récepteur, ou de protéger les organes mobiles. Ils posent souvent des problèmes pour la modélisation ou la mesure en entrainant des pertes de charge singulières ou des élévations de la ligne d’eau, variables en fonction de leur degré de colmatage. On s'interrogera donc systématiquement sur leur efficacité réelle, qui est en général subordonnée à la présence de systèmes de nettoyage automatiques fiables, et dans le cas contraire, on étudiera sérieusement les possibilités de suppression de ces ouvrages. Lorsqu'ils sont efficaces, ils peuvent constituer un atout appréciable pour améliorer la fiabilité des capteurs, en particulier les capteurs de mesure de concentration de polluants.

La chambre de tranquillisation et/ou de dessablement, située à l’amont du déversoir, a pour but, en réduisant la vitesse du flux, d’assurer une décantation des sables (matières minérales denses) et de faire remonter en surface les flottants. D’un point de vue hydraulique, elle permet de garantir un écoulement fluvial à l’aval de l’ouvrage et, dans certains cas, de localiser un ressaut hydraulique à l’amont du déversoir. Ces ouvrages contribuent en général à améliorer la représentativité (tranquillisation) ou la fiabilité (dessablement) des capteurs implantés à proximité. Ils facilitent également le travail de modélisation. Au niveau de la modélisation, cet ouvrage est souvent représenté par une canalisation de grande largeur. Toutefois, les effets bidimensionnels sont rarement pris en compte dans les modèles.

Les vannes de régulation permettent, dans certaines configurations, de mieux garantir le fonctionnement hydraulique du déversoir. Dans la conduite conservée, le rôle de la vanne est de limiter le débit à l’aval. Pour la conduite déversée, la vanne empêche une remontée des eaux provenant du milieu naturel dans le réseau d’assainissement neutralisant alors l’ouvrage. Dans certains cas, on remplace la vanne par un clapet anti-retour. Il faut impérativement prendre en compte ces organes, et leurs algorithmes de commande, dans tout projet de modélisation ou de métrologie. Ces algorithmes constituent sans doute la partie la plus difficile à appréhender, car ils sont facilement modifiables, sans que la traçabilité des évolutions soit toujours garantie.

La conduite aval étranglée joue le rôle hydraulique de perte de charge. Elle permet à l’eau d’augmenter à l’amont, au droit du seuil, afin de favoriser le déversement. Cette conduite ne pose pas de problème particulier à prendre en compte dans les modèles. Les formules classiques de perte de charge linéaire sont suffisantes.


2.7.2 CONFIGURATIONS ET TYPOLOGIES

2.7.2.1 Typologie générale

La multitude des formes de déversoirs d'orage résulte de la combinaison d'options-types portant d'abord sur le type de prise de dérivation, et le type de régulation, puis sur des variantes concernant l'ouvrage de dérivation.

2.7.2.1.1 Types de prise de dérivation

Concernant la forme de l’ouvrage de déversement, on distingue essentiellement les déversoirs avec ou sans seuil. Parmi les déversoirs sans seuil (moins de 15 % des DO), l’organe de dérivation peut être : un orifice, un leaping weir (ouverture dans le radier) ou un ouvrage à vortex. Concernant les déversoirs à seuil, on les classe en fonction de la position, de l’angle, du nombre et de la forme du seuil.

Types d’organes de dérivation

DO sans seuil DO avec seuil

Orifice

Leaping weir

Vortex

Crête haute

Crête basse

Frontal

Latéral

Crête simple

Crête double

Crête mince

Crête épaisse

Curviligne

Hauteur du seuil

Angle du seuil

Nombre de seuils

Epaisseur du seuil

Longueur du seuil Seuil court

Seuil long

Complexe

Figure 23 : Types d’organes de dérivation

2.7.2.1.2 Types de régulation

Dans le cas des déversoirs ayant un organe de dérivation statique, la courbe de fonctionnement a souvent la forme représentée à la figure suivante. La courbe de fonctionnement en « dynamique » est caractéristique des déversoirs ayant un organe de dérivation contrôlé par exemple par une vanne autorégulée ou par une pompe. L’objectif de la régulation est de rendre mobile l’organe de dérivation afin de mieux


satisfaire, par rapport à un fonctionnement statique, les trois fonctions principales d’un déversoir.

Débit aval conservé

Débit amontDébit seuil

Débit seuil

Courbe de fonctionnement en «statique »

Courbe de fonctionnement « en dynamique »

Figure 24 : Principe de fonctionnement hydraulique du déversoir d’orage

Parmi les déversoirs semi-automatiques, on peut citer : les déversoirs à vannes classiques droites, les vannes cylindriques et les vannes à clapet. Cet équipement en vannes s’est d’abord développé pour remplacer le réglage manuel de la hauteur des seuils par des poutrelles. Cette transformation suppose un réglage rigoureux pour éviter qu’un calage trop haut ne surcharge l’aval ou encore qu’un calage trop bas ne provoque des déversements trop fréquents.

L’équipement de seuils semi-automatiques implique souvent une vanne dite "secteur" déversant par le haut. Elle est mue par une centrale hydraulique commandée par un automate qui obéit à deux informations : le niveau d’eau dans le collecteur et celui dans le milieu récepteur.

La sécurité en cas de crue peut être complétée par une vanne clapet. Les consignes données à l’automate peuvent être modifiées à distance, la position de la vanne clapet et des niveaux étant connue, on peut donc calculer les débits hydrauliques évacués. Un tel dispositif permet d’introduire la donnée de qualité de l’effluent, ce qui permettra éventuellement de privilégier les surverses pour les eaux les moins chargées.

Les ouvrages automatiques sont les vannes motorisées et les barrages gonflables. Ils sont manœuvrés soit à distance dans le cadre d’une gestion automatisée du réseau, soit sur le site à l’aide de capteurs et d’une unité de calculs pour l’asservissement. Ces déversoirs demandent un entretien régulier et les risques de détérioration sont supérieurs à cause des pièces mécaniques mobiles.

Malgré un génie civil important nécessaire à leur mise en place, les barrages gonflables n’imposent pas de reconstruire la forme du collecteur pour y installer une vanne.


La vanne secteur (ou vanne seuil, ou vanne déversoir d’orage), en rotation autour de son articulation, est actionnée par un vérin. Elle est essentiellement utilisée pour réguler un débit ou un plan d’eau, ou pour disposer d’un déversoir facilement réglable à des positions prédéterminées.

Figure 25 : Vanne secteur

Figure 26 : Exemple de vanne secteur

La vanne clapet à articulation haute est actionnée par un vérin autour de son articulation et est

utilisée pour isoler ou pour contrôler un débit maximum. Elle est préconisée lorsqu’il n’y a pas assez de profondeur pour une

vanne verticale.

Figure 27 : Vanne clapet à articulation haute


2.7.2.2 Organe de dérivation sans seuil

2.7.2.2.1 L’orifice

Le principe hydraulique de cet ouvrage est de permettre l’évacuation des eaux déversées par un orifice. Ce sont les plus anciens ouvrages, aujourd’hui abandonnés pour deux raisons :

La première est due à une capacité d’évacuation très faible au niveau de la conduite de déversement. En effet, pour évacuer le débit rejeté, l’ouvrage fonctionne comme un réservoir avec vidange par le fond. Il faut donc une charge importante d’eau dans le déversoir pour permettre l’évacuation par le trop plein. Le niveau de l’eau risque donc d’atteindre le terrain naturel avant d’atteindre le débit de décharge maximal.

La deuxième raison est due à une mise en charge du réseau pour que le déversement ait lieu.

Arrivée

Vers la STEP

Rejet ou déversement

Figure 28 : Exemple d’un ouvrage type "trou dans le mur"

Figure 29 : Exemple de déversoir à trou


2.7.2.2.2 L’ouverture de radier : leaping weir

Les eaux usées de temps sec chutent dans une ouverture pratiquée dans le radier de la canalisation. La forme de l’ouverture peut être rectangulaire ou elliptique.

Les débits excédentaires de temps de pluie sont évacués en franchissant l’ouverture pour continuer dans l’alignement de la conduite amont. L’ouverture dans le radier est réglable à l’aide d’une plaque métallique cintrée, rectangulaire ou avec une découpe parabolique que l’on place dans la conduite déversée (accessibilité en temps sec). L’objectif de cette plaque mobile est de permettre un réglage de l’ouverture et donc une modification du débit de consigne. Ce déversoir devient donc ajustable facilement dans le cas où une modification des caractéristiques hydrauliques est nécessaire. Ce type d’ouvrage est installé lorsque l’écoulement est torrentiel et donc par forte pente (quelques %).

Vue de dessus

Débit Aval

Débit Déversé

Vue de face

Débit Amont

Figure 30 : Déversoir leaping weir

Plaque cintrée amovible

Figure 31 : Exemple de déversoir leaping weir à ouverture parabolique et rectangulaire

2.7.2.2.3 Ouvrages à vortex

Le principe de ces ouvrages est de réduire l’énergie cinétique de l’écoulement pour aider au dépôt des particules en suspension grâce à l’allongement du trajet, grossièrement hélicoïdal. De plus, ce mouvement tourbillonnaire produit des courants secondaires centripètes près du fond et y rassemble les particules décantées.


2.7.2.3 Organe de dérivation avec seuil

La grande majorité des déversoirs d’orage (environ 85%) dispose d’un organe de déversement de type seuil. L’organigramme suivant représente une classification en fonction de leur géométrie sachant qu’elle influe sur leur comportement hydraulique.

2.7.2.3.1 Nombre de seuils

2.7.2.3.1.1 Crête simple

Le seuil est placé d’un seul côté de l’ouvrage. Ce type de déversoirs représente environ 85% des déversoirs à seuil.

Collecteur amont

Collecteur de décharge

Vue de dessus

Collecteur aval

Figure 32 : Déversoir à seuil simple

2.7.2.3.1.2 Crête double

Dans ce cas, on place un seuil de chaque côté de l’ouvrage. Ce type de déversoirs représente environ 15% des déversoirs à seuil. Afin de ne pas créer deux collecteurs de décharge, la conduite principale est suspendue pour permettre au déversement de passer par-dessous et de rejoindre la canalisation de délestage. Ces déversoirs demandent un génie civil plus conséquent que les crêtes simples. Au niveau de leur fonctionnement hydraulique, l’objectif est d’augmenter la longueur de déversement afin de favoriser le délestage.

Vue de dessus

Collecteur amont

Collecteur aval

Collecteur de décharge

Figure 33 : Déversoir à seuil double

D’un point de vue hydraulique, les déversoirs à crête double ne sont pas plus performants que les seuils simples. Le fait de doubler la crête ne double pas automatiquement le débit déversé. On constate plutôt un accroissement que de 20% du débit déversé. Compte tenu de leur difficulté au niveau de la réalisation (déversoir suspendu), il est conseillé de choisir un déversoir à crête simple.


2.7.2.3.2 Hauteur du seuil

2.7.2.3.2.1 Crête basse

Les déversoirs d’orage sont dits à seuil bas lorsque le niveau du seuil déversant se situe sous le niveau de la génératrice supérieure de la conduite aval conservée. Ils sont particulièrement nombreux parmi les déversoirs à crête (plus de 50%). L’objectif hydraulique est d’avoir un ouvrage fonctionnant à surface libre dans la canalisation aval pour l’ensemble des débits amont envisagés.

Crête du déversoir

Ligne d’eau

Génératrice supérieurede la conduite aval

Figure 34 : Déversoir à seuil bas, vue en coupe

Généralement la faible hauteur du seuil oblige un positionnement du collecteur de décharge plus bas que le radier du déversoir afin d’éviter que celui-ci soit noyé. Toutefois la hauteur de crête à imposer lors d’un dimensionnement doit être supérieure à 25 cm indépendamment du débit afin d’éviter un déversement en temps sec dû aux dépôts possibles au droit de la crête.

2.7.2.3.2.2 Crête haute

Les déversoirs sont dits à seuil haut lorsque le niveau du seuil déversant se situe au-dessus du niveau de la génératrice supérieure de la conduite aval (niveau à partir duquel il y a mise en charge de la conduite).

Crête du déversoir

Ligne d’eau


Conduite aval conservée

Déversement

Figure 35 : Déversoir à seuil haut

Ce déversoir est utilisé de préférence lorsque le régime amont est fluvial. Son comportement hydraulique est connu et le dimensionnement est accessible avec une bonne marge de sécurité. Dans la plupart des cas, le seuil élevé évite le retour des eaux de l’émissaire dans le réseau.

Ces déversoirs présentent un comportement hydraulique performant dû à la mise en charge de la conduite aval. En effet, le fait d’avoir une conduite aval forcée (en charge) permet de développer une perte de charge importante dans cette canalisation, ce qui contribue à élever rapidement le niveau d’eau à l’amont et donc à


favoriser le déversement. Afin de ne pas avoir une mise en charge de la canalisation aval sur de trop longues distances, on met en place une conduite aval étranglée (réduction du diamètre) qui permet d’absorber cette perte de charge.

On rencontre, dans certains cas, le niveau du seuil déversant au même niveau que la génératrice supérieure de la conduite aval. Ces déversoirs ont un comportement hydraulique à surface libre lorsqu’ils ne déversent pas et en charge dans le cas contraire. Il est connu qu’un passage d’un écoulement à surface libre vers un écoulement en charge peut être brutal et donc fortement perturber le fonctionnement de l’ouvrage.

2.7.2.3.3 Angle

L’angle de la crête correspond à l’inclinaison du seuil déversant par rapport à la canalisation amont. Cet angle se mesure sur un plan horizontal.

2.7.2.3.3.1 Seuil latéral

Dans le cas du déversoir à seuil latéral sans entonnement, le seuil est rectiligne et strictement parallèle à l’écoulement.

Seuil déversant pour une crête haute ou basse

Vers l’émissaire

Départ vers STEP

Arrivée d’eau

Figure 36 : Déversoir à seuil latéral sans entonnement, vue de dessus

Le déversoir avec entonnement permet de diminuer la largeur de la canalisation principale et oblige ainsi le tirant d’eau à augmenter et donc à favoriser le déversement.

Globalement, un déversoir à crête basse sans entonnement, indépendamment du régime d’écoulement (fluvial / torrentiel) est peu performant en termes d’hydraulique dès que l’on atteint des débits importants à l’amont.

Seuil déversant pour une crête haute ou basse

Vers l’émissaire

Départ vers STEP

Arrivée d’eau

Figure 37 : Déversoir à seuil latéral avec entonnement, vue de dessus


L’entonnement a un rôle considérable dans le bon fonctionnement de l’ouvrage. Cela revient à réaliser des déversoirs courts avec obligatoirement un changement de sections entre l’amont et l’aval de l’ouvrage.

2.7.2.3.3.2 Seuil frontal

Le seuil est alors rectiligne et perpendiculaire à l’écoulement. Parmi les déversoirs à seuils frontaux, on peut encore établir une sous-catégorie selon la présence ou non d’une contraction au niveau du seuil, selon la mise en charge de la conduite aval et selon l’orientation de cette même conduite par rapport à la crête.

Vers la STEP

Vers l’émissaire

Arrivée de l’eau

Seuil sans contraction latérale

Vers la STEP

Vers l’émissaire

Seuil à crête haute

Arrivée de l’eau

Vue de dessus

Vue de côté

Figure 38 : Déversoir à seuil frontal pur, vue en coupe et vue en plan

On distingue alors :

les seuils frontaux sans contraction, lorsque la longueur du seuil est égale à la largeur de l'ouvrage de déversement,

les seuils frontaux avec contraction, lorsque la longueur du seuil est inférieure à la largeur de l'ouvrage de déversement.

Amont

Aval

Déversé

Seuil avec contraction latérale à crête haute ou basse

Figure 39 : Déversoir frontal


Figure 40 : Exemples de déversoir frontal à crête basse à gauche et crête haute à droite

2.7.2.3.3.3 Seuil curviligne

Ce sont les déversoirs dont le seuil présente une forme non rectiligne. Leur comportement hydraulique est mal connu.

Seuil déversant à crête haute ou basse

Vers l’émissaire

Départ vers STEP

Arrivée d’eau

Figure 41 : Déversoir à seuil latéral curviligne

2.7.2.3.3.4 Seuil complexe

Dans certains cas, la contrainte de site peut obliger le concepteur du déversoir à créer une jonction de plusieurs canalisations et un déversoir en même temps. Cela peut, par exemple, se traduire par un déversoir qui peut à la fois être frontal et latéral suivant l’angle des collecteurs arrivant dans l’ouvrage.

La figure suivante représente un déversoir complexe.


Collecteur aval Collecteur

de décharge

Collecteur amont

Collecteur amont

Figure 42 : Déversoir complexe

2.7.2.3.4 Epaisseur

Les valeurs caractérisant l’épaisseur du seuil généralement proposées sont :

si ham > 2c : seuil mince,

si ham < 1,5c : seuil épais,

1,5c < ham < 2c : zone dans laquelle on ne peut pas généraliser les formules.

c : épaisseur du seuil,

ham : hauteur d’eau à l’amont au-dessus du seuil.

c

ham

Figure 43 : Seuil épais

D’un point de vue hydraulique, plus le seuil est épais et moins il favorise le déversement. On aura plutôt tendance à favoriser les crêtes minces.

2.7.2.3.5 Longueur

Parmi les déversoirs à seuil latéral, on peut établir une catégorie selon la longueur du seuil. On définit la longueur d’un seuil par le rapport de sa longueur sur le diamètre de la conduite amont.

On distingue alors :

les seuils courts dont le rapport est inférieur ou égal à 3,

les seuils longs dont le rapport est supérieur à 3.

Cette distinction est faite parce que le comportement hydraulique de ces deux types de déversoirs est différent. En effet, sur un déversoir court, la figure suivante montre que l’effet de la paroi verticale sur l’inclinaison des vecteurs vitesses joue un rôle non négligeable ; de plus, un ressaut hydraulique se crée sur la partie aval du déversoir. On ne retrouve pas systématiquement ces effets sur les déversoirs longs.


Mur à l’aval

Vecteursvitesses

Figure 44 : Déversoir court, vue de dessus

2.7.3 CONCLUSION

Les déversoirs d’orage présentent une diversité importante concernant leur rôle et leur typologie sur un réseau d’assainissement unitaire. Cela s’explique essentiellement parce qu’ils doivent assurer un fonctionnement hydraulique pour des configurations topographiques et hydrauliques très variables. Le choix et le diagnostic d’un déversoir nécessitent donc une analyse précise de son environnement et du contexte pour lequel il est sollicité.

Dans le cadre de l’évaluation des performances et surveillance du fonctionnement des déversoirs d’orage, la mesure et la modélisation permettent de répondre à ces objectifs.


Niveau 1 Ne pas déverser

Niveau 2 Protéger le milieu naturel

Niveau 3 Limiter le débit aval conservé en permettant le

déversement


2.8 LES OUVRAGES DE STOCKAGES

(Guide ASTEE)



Les ouvrages de stockages urbains peuvent se situer sur des cours d’eau plus ou moins naturels ou sur des réseaux artificiels pluviaux ou unitaires, être à ciel ouvert ou être enterrés. Il en résulte une multitude de cas qui se traduit par une terminologie abondante : bassin de retenue, de rétention, de décantation, de dépollution, d’infiltration, bassin tampon, bassin d’orage…

Les deux principes dirigeant la mise en place d’un bassin de stockage sont :

Le principe d’amélioration de l’état initial par rapport au risque inondation que l'on appellera : bassin de rétention d'eau pluviale et faisant référence au niveau 3 et 4.

Le principe du respect de l’objectif de qualité du milieu récepteur que l'on appellera : bassin de dépollution et faisant référence au niveau 1 et 2.

2.8.1 CAS DES BASSINS DE RETENUE D'EAU PLUVIALE : PROTECTION CONTRE L'INONDATION

Les bassins de retenue d'eaux pluviales sont des ouvrages destinés à réguler les débits reçus de l'amont du réseau (en général séparatif pluvial mais pas forcément) en vu de les restituer ultérieurement à l'aval (dans aucun cas à la station de traitement des eaux usées) sous la forme d'un débit compatible avec la capacité totale ou partielle d'évacuation de l'exutoire (au sens large: fossé, canalisation, antenne d'un réseau existant,...).

Le fonctionnement des bassins doit donc permettre :

d'écrêter les pointes des orages de forte période de retour, la rétention temporaire destinée à maîtriser les débordements en raison des

insuffisances du réseau à l'aval, la restitution des volumes stockés à faible débit, appelé débit de fuite, sur une

période plus ou moins longue, selon la capacité hydraulique du réseau aval et surtout du milieu naturel.

Ces ouvrages peuvent être utiles dans le cas d'extensions des zones d'urbanisation d'une commune : au lieu de renforcer tout le réseau aval jusqu'à l'exutoire naturel (ce réseau ayant fonctionné jusqu'à ce jour), il apparait souvent moins onéreux, et psychologiquement plus acceptable de réaliser un ouvrage de retenu. Cependant, les frais d'entretien de tels ouvrages sont importants (dépôts fréquents).

2.8.2 CAS DES BASSINS DE DEPOLLUTION : PROTECTION DU MILIEU NATUREL

2.8.2.1 En réseau unitaire

En réseau unitaire et par temps sec, des dépôts s'accumulent dans le réseau (notamment dans les conduites à faible pente), du fait des faibles débits transitant


dans des conduites prévues pour le débit pluvial décennal. Lors d'un orage ou d'une averse orageuse, ces dépôts sont entraînés par le flot pluvial, c'est ce qu'on nomme le "rinçage" des conduites et d'ailleurs, parallèlement des chaussées. Ces eaux de rinçages peuvent être très chargées en matières polluantes diverses (organiques, minérales, mais aussi toxiques avec les métaux lourds) et par là même, dangereuses pour le milieu naturel. Un traitement de ce flot pluvial s'impose donc avant rejet au milieu naturel.

La station d'épuration ne pouvant accueillir qu'un débit en rapport avec le débit d'eau usée dit "moyen de temps sec" (en général 4 fois ce débit), il y a donc lieu de prévoir en amont des installations de stockage pour limiter le rejet direct vers le milieu naturel.

Dans les systèmes unitaires on peut être ainsi amené à prévoir des ouvrages de stockage des eaux pluviales et usées mélangées destinées à être renvoyée de manière différée vers le système de traitement. Ce type d’ouvrage est destiné à stocker les eaux produites par des précipitations de niveau 1. Le débit de vidange de ces ouvrages est conditionné par le réseau aval et la capacité du système de traitement

On pourra être amené, en plus, à traiter les eaux de déversement correspondant à des précipitations supérieures au niveau 1. Le débit de vidange de ces ouvrages est conditionné par la sensibilité du milieu récepteur.

2.8.2.2 En réseau séparatif

De part la nature des effluents en réseau séparatif et en fonction de la qualité attendue du milieu naturel, il est parfois nécessaire de traiter les effluents de temps de pluie pour ce type de réseau.

2.8.3 FONCTIONNEMENT MIXTE

Quel que soit la provenance de l'effluent (réseau unitaire ou séparatif) la retenue d’un volume d’eau provoque de la décantation qui peut être souhaitable lorsque le bassin est prévu pour faire de la dépollution, et tout à fait indésirable dans tout autre cas. Considérant que la pollution des rejets de temps de pluie présente la particularité d'être en très grande partie fixée sur les matières en suspension, le volume de stockage d’un bassin permet une certaine efficacité de dépollution par décantation. Dans tous les cas, le bassin doit être conçu pour permettre de gérer ce phénomène de sédimentation :

- Dans le cas d’un bassin enterré, il peut être prévu d’évacuer les eaux surnageantes « propres » vers le milieu naturel et de soutirer ensuite les eaux chargées pour les traiter et enfin rincer les boues accumulées dans le fond et les traiter. S’il s’agit d’un bassin tampon ou de rétention simple, il faudra à l’inverse, soit lutter contre la décantation, soit mettre en place un dispositif de rinçage des produits décantés et les acheminer vers une unité de traitement.

- Dans le cas d’un bassin à l’air libre, une rampe d’accès permettra à des engins de curer régulièrement les accumulations de dépôts provoquées par la décantation.

En cas d’ouvrage mixte, l'arbitrage entre les fonctions de dépollution pour les pluies de « Niveau 1 » et de lutte contre les inondations pour les pluies de «Niveaux 2 à 4 » n'est pas simple :


- D’une part, les tranches d'hydrogramme à écrêter pour un maximum d'efficacité contre les inondations ne coïncident pas toujours avec celles qui sont les plus chargées en pollution.

o Dans un objectif de dépollution et en dehors d'un suivi en continu de la pollution par des capteurs, il est d’usage de donner la priorité au stockage. Cette stratégie permet d'intercepter complètement tous les événements produisant un volume inférieur à celui du bassin.

o A l'inverse, pour optimiser l'efficacité de la lutte contre les inondations, il est nécessaire de conserver le volume de stockage disponible pour le moment où le débit sera le plus fort, et donc de libérer en permanence le débit maximum acceptable par l'aval. Le stockage du début de la crue n'est donc pas favorable.

- D'autre part, pour favoriser la décantation, il est nécessaire de conserver l'effluent pendant plusieurs heures dans le bassin, alors que si l'objectif est de lutter contre les inondations, il est indispensable de vidanger le bassin le plus rapidement possible de manière à disposer d'un volume maximum en cas de nouvelle crue.

Dans le cas d’un bassin mixte, il en résulte un mode d’exploitation assez complexe qui, pour concilier ces usages, impose des équipements électromécaniques, de la télégestion et de la prévision de pluie.

2.8.4 COMBINAISONS ENTRE DEVERSOIRS D'ORAGE ET OUVRAGE DE STOCKAGE

La fonction première d'un déversoir d'orage est de limiter le flux conservé. Le flux excédentaire peut être évacué vers le milieu récepteur, mais les préoccupations croissantes de protection de l'environnement incitent à stocker temporairement cet excédent, et le cas échéant à le traiter. On peut ensuite le restituer soit avec un débit compatible avec la capacité d'acceptation de la conduite aval, soit avec une concentration ou un flux compatibles avec la capacité d'acceptation du milieu récepteur. La combinaison de déversoirs d'orage et d'ouvrages de stockage tend donc à se répandre. L’ouvrage de stockage a une forte influence sur le fonctionnement des DO, qui peuvent en faire partie intégrante, et doit être prise en compte dans la modélisation et les dispositifs de suivi métrologique. On peut distinguer quatre types de configuration :


Le bassin de transit à connexion directe :

La connexion directe signifie une traversée en permanence de la totalité des eaux de temps sec et d'une partie des eaux de temps de pluie. Un déversoir à l’amont permet le remplissage du bassin avec un débit de consigne égal à un débit de pluies de niveau 1. Ce débit est calculé pour une pluie de période de retour de quelques mois (de 1 mois à 1 an ou plus) correspondant au degré de protection souhaité pour le milieu naturel. Le bassin d’orage possède un seuil de trop plein intérieur (il est dit de transit).

DO

MilieuNaturel

Bassind’Orage

STEP

Bassin de transit à connexion directe

MilieuNaturel

Ecréteur de débit Qconsigne=Qpetite pluie

Seuil Trop plein

STEP

Rôle des DO dans le fonctionnement d’un bassin de transit à connexion directe

Le bassin de transit à connexion latérale :

Le fonctionnement du bassin est proche du précédent, bien qu’il ne soit jamais traversé par le débit de temps sec. La vidange ne peut se faire qu’à la fin de l’événement pluvieux, dès que le débit amont du réseau repasse en dessous du débit maximal admissible dans le réseau aval.

DO

Milieu Naturel

Bassin d’Orage

STEP

Bassin de transit à connexion latérale DO

Milieu Naturel

Vidange

Ecréteur de débit Qconsigne=QSTEP

Seuil Trop plein

STEP


Rôle des DO dans le fonctionnement d’un bassin de transit à connexion latérale

Le bassin piège à connexion directe :

Le bassin est traversé en permanence par la totalité des eaux de temps sec et d'une partie des eaux de temps de pluie (connexion directe). Un déversoir à l’amont limite le remplissage du bassin pour un débit de temps de pluie correspondant au débit de niveau 1. Le bassin d’orage ne possède pas de trop plein (il est dit piège) à l’intérieur de l’ouvrage de stockage car celui-ci est assuré par le déversoir situé à l’amont.

DO

MilieuNaturel

Bassind’Orage

STE

Bassin piège à connexion directeEcréteur de débit Qconsigne=Qpetite pluie

puis trop plein Qconsigne=QSTEP

STEP

Rôle des DO dans le fonctionnement d’un bassin piège à connexion directe


Le bassin piège à connexion latérale :

Le fonctionnement du bassin est proche du précédent, bien qu’il ne soit jamais traversé par le temps sec. La vidange ne peut se faire qu’à la fin de l’événement pluvieux, dès que le débit amont du réseau repasse en dessous du débit maximal admissible dans le réseau aval.

DO

MilieuNaturel

Bassind’Orage

STEP

Bassin piège à connexion latéraleDO

Vidange


Puis trop plein Qconsigne=Qvidange ou nul

Ecréteur de débit Qconsigne=QSTEP

STEP

Rôle des DO dans le fonctionnement d’un bassin piège à connexion latérale

2.8.5 LES DISPOSITIFS DE CURAGE

2.8.5.1 Les bassins "autocurants"

Ce type de bassin s'est développé en Allemagne sous l'appellation de bassin "cyclonique". L'autocurage est produit par l'alimentation tangentielle d'un bassin de forme cylindro-conique. Pour de grands bassins, il est recommandé de prévoir quelques agitateurs en fond de bassin, afin de maintenir le mouvement circulaire jusqu'à la fin de la vidange.

Inconvénients:

dénivelé important entre l'alimentation et la vidange (un relevage des eaux de vidange est souvent nécessaire).

difficultés d'accès pour le personnel d'entretien du fait des pentes radier importantes.

Figure 45 : Exemple Doc VSB

2.8.5.2 Les augets basculants

En fin de vidange du bassin, un auget se remplit d'eau jusqu'à ce que le centre de gravité de l'auget rempli dépasse l'axe d'articulation de l'auget. Le basculement est


alors très rapide et libère entre 300 et 1500 l/ml en fonction de la configuration du bassin.

Application: bassins rectangulaires.

2.8.5.3 Les réservoirs-chasse

Ce type de dispositif se compose d'un réservoir de chasse placé en amont du bassin d'orage et qui se remplit en même temps que ce dernier. Lors du début de l'événement, cette réserve se remplit en premier et est libérée à la vidange du bassin par ouverture "brutale" des clapets qui la retienne captive.

Ce système est relativement couteux et plus fragile que le précédent (il est en contact permanent avec l'effluent).

Applications: Bassins rectangulaires

Doc ISD


2.8.5.4 Les rampes de nettoyage

Ces dernières sont utilisées pour des bassins circulaires à fond quasi plat. Leur utilisation est à proscrire, étant donnée la complexité de l'installation qui est entièrement noyée dans l'effluent.

2.8.5.5 Les agitateurs

Des agitateurs (pompes de recirculations ou agitateurs) sont placés en fond de bassin pour maintenir en suspension les particules et autres sédiments véhiculés par les eaux pluviales.

Avantage: pas de consommation d'eau

Inconvénients: Consommation énergétique

on ne peut parler d'un vrai rinçage, puisqu'en fin de vidange, l'agitation n'est plus possible (agitateurs hors eau).

dans le cas d'un bassin transit, le déclenchement de l'agitation remet en suspension les particules sédimentées, sans préjuger de l'imminence du prochain épisode pluvieux.

Amajet

(Doc KSB)


Niveau 0 Ne pas solliciter le bassin

Niveau 1-2 Protéger le milieu naturel

Niveau 3 Limiter l’inondation à l’aval


2.9 LES STATIONS DE POMPAGES


Pour des raisons économiques, la grande majorité des réseaux de collectes sont de type gravitaire. Dans le cas du franchissement d'un obstacle, il peut être envisagé une station de pompage de deux types :

La station relèvement dont l'objectif est une remontée de la ligne piézométrique sur une courte distance,

La station de refoulement qui relève l'effluent sur de longues distances.

Les stations de pompage en assainissement sont de différentes natures en fonction :

de la composition des effluents à pomper (eaux claires, ou à l’inverse eaux chargées, présence de corps solides, de filasses, de manières minérales, …) ;

du débit à évacuer (du pompage en réseau séparatif d’eaux usées jusqu’aux stations de crues) ;

de la dénivelée à vaincre (vis d’Archimède, pompe, refoulement pneumatique) de l’éloignement de la station par rapport au point de rejet (relevage ou

refoulement).

Ces différentes caractéristiques vont conditionner la conception et le dimensionnement d’une installation tant au niveau de son génie civil que de son équipement électromécanique.

2.9.1 DEFINITION DES BESOINS

Il est primordial de définir avec précision :

- le débit nominal de l’installation ;

- la hauteur géométrique et le déplacement horizontal ;

- la nature de l’effluent à pomper ;

- Le temps de séjour maximal dans la bâche (4h en unitaire);

- le degré de fiabilité recherché.

2.9.1.1 Débit nominal de l’installation

Il s’agit du débit maximum Qp à pomper par l’installation. C’est le débit d’alimentation continu maximum susceptible d’arriver sur l’installation.

Dans tous les cas, afin de protéger le réseau amont d’inondation en cas de défaillance de l’installation, ou en cas de débit amont accidentellement supérieur à la capacité du poste, il y aura lieu d’aménager un trop plein de sécurité ou une zone de débordement contrôlé visibles. Ce dernier devra être défini en accord avec la réglementation (loi sur l’eau).

Dans le cas où ce débit est trop faible pour être pompé sans risque accru de colmatage (ce qui implique généralement un surdimensionnement des pompes), il sera possible de fonctionner de manière cyclique de manière à garantir le débit horaire imposé en aval du poste. Il faudra cependant vérifier les capacités du réseau


aval, et vérifier le respect du nombre maximal de démarrages horaires autorisés pour les pompes retenues.

2.9.1.2 Hauteur géométrique et déplacement horizontal

La hauteur géométrique ajoutée aux pertes de charges dans les canalisations sont à déterminer par le projeteur en fonction :

- des données topographiques du projet

- des emplacements possibles de la station de pompage (disponibilité foncière, tant au stade travaux, qu’au stade exploitation, accessibilité du site aux engins d’exploitation, …)

- des tracés de la conduite de refoulement

Ces contraintes permettront de définir le type de station :

- relevage : pompage de chaque équipement directement vers le regard de rejet

- refoulement : pompage de chaque équipement vers une nourrice avec obligation d’isolement par clapet et vanne, protection anti-bélier le cas échéant.

Le projeteur s’attachera dans la mesure du possible à privilégier le relèvement par rapport au refoulement (diminution des pertes de charge, suppression des risques de colmatage des clapets, consommation énergétique plus faible, moins de formation d’H2S) et à limiter les hauteurs géométrique et les pertes de charge (sur consommation énergétique, colmatabilité accrue des pompes du fait d’une section de passage réduite).

2.9.1.3 Nature de l’effluent à pomper

Les effluents à pomper peuvent être :

- des eaux usées issues d’un réseau séparatif EU : présences de corps solides, peu de matières minérales abrasives, filasses abondantes mais n’arrivant que rarement par paquet ;

- des eaux pluviales issues d’un réseau séparatif EP : présences de corps solides de toute taille, de matières minérales abrasives (chaussée) ;

- des effluents unitaires : présences de corps solides, peu de matières minérales abrasives, filasses abondantes arrivant par paquet lors d’événement pluvieux significatifs ;

- eaux de drainage (dans réseau autorisé uniquement): eaux claires pouvant être légèrement chargées en matières minérales.

Ces distinctions sont primordiales pour le choix de l’hydraulique des pompes (Vortex, canal, hélicoïde, hélices, …) et pour la définitions des pré-traitements éventuels à prévoir : décaillouteur, dégrillage, piège à charriage.

2.9.1.4 Degré de fiabilité recherché

Une station de pompage en assainissement doit assurer un service permanent, toute défaillance est dommageable au système d’assainissement, à la salubrité publique et au milieu récepteur. Il convient de ce fait de prendre un maximum de dispositions pour pallier les possibles dysfonctionnements des équipements :


- prévoir au moins deux pompes identiques dont une en secours, le fonctionnement se faisant en permutation circulaire de manière à garantir la disponibilité des deux pompes (risque de grippage, ou de défaut électrique par infiltration d’eau, si période d’arrêt prolongée) ;

- prévoir un fonctionnement en mode dégradé indépendant d’un appareillage électronique (automate ou télétransmetteur, variateur, capteur). Il doit rester en logique câblée, se mettant en route de manière automatique en cas de défaut d’automatisme ou d’acquisition d’information, fonctionnant sur détecteurs de niveau ou de pression (fonctionnement binaire) ;

- prévoir la mise en place d’un groupe électrogène, à démarrage automatique (ceci implique néanmoins des frais d’entretien importants) en fonction des enjeux.

2.9.2 CONCEPTION

2.9.2.1 Types d’installation

En fonction des souhaits du maître d’ouvrage ou de son exploitant, différents types d’installation peuvent être prévues.

2.9.2.1.1 Fosse humide

C'est la configuration la plus courante pour les petites et moyennes installations en assainissement urbain. Les pompes sont directement plongées dans la bâche de pompage et fixées sur pieds d'assise. Elles sont mises en place par enfilement sur des barres de guidage avec fixation automatique sur le pied d'assise.

Les moteurs sont étanches et forment un bloc unique avec la pompe.

A l'aval des pompes, dans le cas d’un refoulement, un regard séparé abritera la nourrice, les clapets et vannes d’isolement (permettant l’entretien des clapets) ainsi que, le cas échéant, le dispositif anti-bélier.

Avantage: volume réduit du génie civil, bon refroidissement du moteur. Peu de vibrations, peu de bruit. Brassage du fond de bassin plus ou moins marqué en fonction du type de roues.

Inconvénient: pompe plongée dans un milieu agressif, donc vieillissement plus rapide. Entretien des pompes, incrustées de débris, difficile.


Précautions : On préférera un système de guidage à double barre avec fixation intermédiaire pour éviter le flambage des barres.

2.9.2.1.2 Fosse sèche

Ce type d'installation nécessite également des groupes électro-pompes submersibles lorsque la fosse sèche est enterrée (risque de fuite ou d'inondation). Dans tous les cas, il y a lieu de vérifier les conditions de refroidissement des moteurs. Il sera parfois nécessaire de prévoir une double enveloppe de refroidissement fonctionnant par échange calorifique avec l’effluent pompé, ou de déclasser le moteur (c. à d. prendre un moteur de taille supérieure).

Avantage : installation propre, possibilité d’une protection anti-bélier par volant d’inertie.

Inconvénient : ce système requière un génie civil plus important du fait de la présence d’une bâche en amont de la fosse sèche. Il est plus contraignant en exploitation :

nécessité de démontage du groupe électropompe en cas d’entretien ou de colmatage ;

travail en ambiance confinée et non pas hors sol comme dans le cas d’une fosse humide ;

risque d’inondation de la salle des pompes.

Précautions : la pompe devra pouvoir être isolée par une vanne en amont et une vanne en aval pour entretien ou remplacement.

2.9.2.1.3 Pompe en tube

Cette configuration se prête particulièrement bien aux pompages à faible hauteur manométrique et à grand débit (exemple : Pompes à hélices).

Avantages : gros débits.

Inconvénients : conception et dimensionnement hydrauliques délicats. Risque de cavitation à l’aspiration. Vibrations importantes.

Précautions : attention aux vitesses pour éviter les risques de sédimentation dans le tube.


2.9.2.1.4 Relèvement par vis d’Archimède

C'est une forme particulière de pompage volumétrique dont le principal avantage est de s'adapter automatiquement au débit à relever. Les hauteurs de relevage sont relativement faibles (en général inférieures à 10 m). Par contre, les débits nominaux par pompe peuvent dépasser les 4000 à 5000 l/s.

Ce type d’installation avait presque disparu du fait d’un génie civil très coûteux, mais présence un certain intérêt pour des situations extrêmes (vidange de bassin d’orage par exemple) où les dispositifs de pompage classique ont souvent atteint leur limite en terme de colmatage.

Avantage : gros débit avec alimentation permanente au fil de l’eau. Accepte les sables, les filasses, etc. L’absence de volume de rétention supprime les temps de séjour.

Inconvénient : génie civil lourd. Pas de volume de rétention en cas de panne. Mal adapté aux petits débits.

Précautions : compartimentage du pied de pompe pour isolement pour l’entretien du pivot à prévoir.

2.9.2.1.5 Aéro-éjecteurs ou refoulement pneumatique

Les aéro-éjecteurs fonctionnent par mise en pression cyclique (air comprimé) d’un compartiment.

Avantages :

- possibilité de fortes HMT ;

- injection d’air dans la conduite de refoulement (réduit les possibilités d’anaérobiose dans la conduite) ;

- possibilité de vidange complète de la conduite de refoulement (par exemple pour s’affranchir de la stagnation nocturne) ;

- Le profil de la conduite de refoulement peut être irrégulier sans qu’il soit nécessaire de prévoir des systèmes de purge ;

- Protection anti-bélier inutile.


Inconvénients :

- technicité supérieure ;

- plus énergétivore ;

- génie civil lourd : nécessité d’une fosse sèche et d’une fosse humide.

Précautions : La conception est délicate par le fait qu’il faut une adéquation parfaite entre les volumes d’air et les volumes d’eau ; de ce fait le dimensionnement de la conduite de refoulement doit être adapté.

Exemple de configuration (Doc GULLIVER)

2.9.2.1.6 Pompage en ligne

Les pompages en ligne consistent à mettre en charge l’effluent sans mise à l’air dans une bâche (Pompes in-line)

Le relevage plus ou moins direct des effluents (sans bâche tampon ou avec une bâche de volume réduit), sans mise en charge de la canalisation d’arrivée permet de lutter avec plus ou moins d’efficacité contre l’accumulation de sédiments ou de flottants (graisses en particulier) comme dans les stations de pompage à bâche, du fait :

- de l’absence (ou de la limitation) des marnages dans une fosse humide

- du fonctionnement possible des pompes en dénoyage complet (refroidissement à l’air ou par

double enveloppe de refroidissement)

Ce type d’installation est particulièrement adapté lorsque des apports massifs de graisse sont constatés ou suspectés dans les effluents à pomper.

Avantages :

- ne demande pas l’entretien d’une bâche ;

- bien adapté au relevage

- injection d’air et d’eau dans la conduite aval qui peut, dans certains cas, réduire les possibilités d’anaérobiose dans la conduite;

- Protection anti-bélier inutile.

Système STRATE


Inconvénients :

- les systèmes sans bâche fonctionnant par épuisement peuvent conduire à des surconsommations énergétiques par rapport à une solution conventionnelle à bâche ;

- débit et HMT limités

- injection d’air et d’eau dans la conduite aval qui peut, dans certains cas, générer du dégazage d’H2S (stripping) au point de rejet.

- Risques de blocage d’air dans les points hauts.

- Les interventions ne peuvent se faire sans démontage de pompe.

Précautions :

- L’installation de ces systèmes dans une fosse sèche située sous le sol présente, quelles que soient les sécurités électriques ou mécaniques en place, un risque potentiel d’inondation. Une protection maximale contre toute intrusion d’eau dans les équipements électromécaniques devra être exigée (Indice IP 68) ;

- Maintenir la fosse sèche hors d’eau par l’installation d’une pompe d’épuisement.

2.9.2.2 Les prétraitements

Des prétraitements pourront être nécessaires pour fiabiliser le pompage des effluents, cependant, une bonne conception de l’hydraulique de la pompe peut permettre d’éviter ou de limiter les prétraitements.

2.9.2.2.1 Dessableur

Ce type d’installation est conseillé en réseau comportant des arrivées pluviales lorsque les intrants amont sont susceptibles de contenir des éléments solides.

2.9.2.2.2 Panier de dégrillage

Les paniers de dégrillage sont des dispositifs simples permettant de recueillir les déchets solides d’une taille inférieure à l’entrefer ou à la maille. En assainissement urbain, afin d’éviter un colmatage rapide, il est conseillé d’utiliser des paniers à entrefer de valeur courante de 40 mm. La taille de l’entrefer doit néanmoins être adaptée aux caractéristiques de l’hydraulique de la pompe et de ses exigences en matière de section de passage.

Système DIP


Les paniers de dégrillage seront nécessairement installés sur barres de guidage pour en faciliter l’extraction.

Le fond ouvrant permet une vidange aisée du panier au dessus d’une benne.

L’installation de ces équipements nécessite un espace supplémentaire dans la fosse ce qui augmente son volume.

Illustrations : ABS préfa et MAQUINAY

Le concepteur doit être attentif aux problèmes de nettoyage manuel fastidieux lors de l’exploitation. A défaut d’entretien suffisant l’équipement se colmate et devient inutile car il fonctionne par surverse. De ce fait :

- vers l’amont, remontée d’eau et risque de sédimentation dans le collecteur d’arrivée ;

- vers l’aval, risque d’obstruction des pompes.

2.9.2.2.3 Dégrilleurs

Des dégrilleurs automatiques en tête de station de pompage, sur réseau d’assainissement, peuvent permettre un prétraitement efficace des effluents de manière à assurer le pompage sans risque de colmatage.

Il s’agit le plus souvent de dégrilleurs droits comportant un peigne sur chariot, ce dernier effectuant des cycles de montée/descente dans la fosse pour décolmater la grille. L’entrefer est fonction des caractéristiques de la pompe, une valeur courante étant 40 mm.

Ce système présente l’avantage d’être automatisé (sur perte de charge ou sur horloge) et peut se fixer directement dans la fosse humide.


Un by-pass est obligatoire, pour éviter une mise en charge du réseau amont en cas de panne de l’équipement.

Les inconvénients peuvent être les suivants :

- nécessité d’un contenant adapté au volume de déchets produits et à la fréquence d’enlèvement ;

- nuisances olfactives (matière organique) : un confinement avec désodorisation peut être nécessaire ;

- nuisance sonores : le va et vient du chariot peut être bruyant ;

- ces deux nuisances sont amplifiées lors de la manipulation des bennes à déchets ;

- nécessité de mise en sécurité du site ;

- nécessité d’un aménagement pour la mise en station fréquente de véhicules lourds.

Illustrations : HPL FB Procédés

2.9.2.2.4 Broyeurs en ligne

Ce type d’équipement peut être une alternative au dégrillage dans les réseaux séparatifs d’eaux usées. Il est moins encombrant mais présente l’inconvénient de générer des particules fines qui seront difficiles à piéger en station dépuration.

2.9.2.3 L’ergonomie

L’ergonomie est primordiale, au regard des contraintes d’exploitation que représente une telle installation.

Les opérations de maintenance doivent être facilitées. On veillera particulièrement à:

- L’aménagement d’un accès pour les véhicules de service, y compris du camion hydrocureur qui sera requis en cas d’encombrement de la station, ou de besoin de vidange et/ou de nettoyage complet.

- Préserver la possibilité de consignation hydraulique de l’installation (vanne amont).

- Prévoir des ouvertures suffisantes pour permettre l’extraction en toute sécurité des groupes électropompes, des capteurs et détecteurs, et des paniers de dégrillage le cas échéant.

- Prévoir l’installation de dispositifs de levage fixe ou mobile (embase de potence par exemple).


- Mettre en place d’un accès sécurisé à demeure dans le cas de fosse sèche ou dans celui d’installations dans lesquelles le personnel d’entretien peut être appelé à descendre.

- Etudier la ventilation des fosses afin de résoudre les problématiques de : protection du patrimoine, sécurité du personnel, explosibilité, bilan carbone, aéraulique, voisinage, etc.

2.9.2.4 Pompes centrifuges : type d’hydrauliques (roues)

2.9.2.4.1 Section de passage

La section de passage d'une pompe représente schématiquement le diamètre du plus grand corps sphérique pouvant passer au travers de la pompe sans déformation. Cette notion est très importante en assainissement du fait des divers matériaux solides présent dans les effluents (agglomérats de matières fécales, papier hygiénique, sachets plastiques, bas; morceaux de bois, galets, bouteilles, et parfois des amas de filasse, etc..).

L'expérience montre qu'il ne faut pas la diminuer à moins de 80 mm dans le cas de présences de corps solides

La section de passage sera d'un diamètre inférieur à celui de la conduite de refoulement (relèvement) afin d'éviter les colmatages dans la conduite avec toutes les difficultés d'intervention qui en découleraient (excepté pour les pompes broyeuses ou dilacératrices).

Certains types d’hydrauliques récentes ont été développées pour tendre à l’incolmatabilité par les matières fibreuses, avec des sections de passages non garanties ou nettement inférieures à 80 mm. Il appartiendra au projeteur de vérifier leur compatibilité avec la nature de l’effluent à pomper.

2.9.2.4.2 Vortex

C'est une des pompes les plus utilisée en assainissement du fait de son adaptation à pomper des eaux chargées et des boues avec un faible risque de colmatage, le passage à travers la pompe étant de type intégral. La roue par sa rotation induit un mouvement tourbillonnaire très rapide dans la volute sans qu'elle soit traversée par le liquide.

Avantages: fonctionnement très souple, colmatage peut fréquent, usure limitée (la roue n'a que peu de contact avec les effluents pompés). La roue reste équilibrée en cas d’usure et permet la variation de la vitesse sans inconvénients. Adaptabilité au débit possible par rognage de la roue.

Inconvénient : hauteur manométrique et rendement limités


2.9.2.4.3 Monocanal

L’eau est mise en mouvement en passant dans une roue en forme de canal.

Avantages

- Hauteur d’élévation faible à importante.

- Rendements élevés.

Inconvénients

- Usure à la jonction avec la volute provoquant une perte de rendement dans le temps.

- Pas de possibilité de variation de vitesse car roue équilibrée en usine pour une vitesse donnée (problèmes de vibration).

2.9.2.4.4 Multi canal

L’eau est mise en mouvement en passant dans une roue comportant au moins deux canaux.

Avantages

- Adaptée pour hauteur d’élévation faible à importante.

- Rendements élevés.

- Variation de vitesse possible car roue équilibrée.

Inconvénients

- Très sensible au colmatage.

- Eaux dégrillées uniquement.

- Usure à la jonction avec la volute provoquant une perte de rendement dans le temps.

2.9.2.4.5 Canaux ouverts/hélicoïde/vis centrifuge

L’eau passe dans la roue qui a une forme hélicoïdale. Ces pompes sont spécialement conçues pour les effluents chargés en matières fibreuses.

Avantage : Hauteurs manométriques bien plus fortes que pour une roue vortex classique, bon rendement.

Inconvénients : Usure importante du fait du passage des effluents au travers de la roue et des frottements entre roue et volute.


2.9.2.5 Dilacératrice

Une roue en forme de S comportant des arêtes tranchantes tourne devant un plateau dilacérateur et hache les éléments non solides qui se trouvent dans les effluents.

Ce type de pompe convient bien en milieu agricole, ou parfois en eau usée provenant d'un réseau séparatif exclusivement (ne supporte pas les particules minérales). Néanmoins peu conseillée en assainissement urbain (entretien, usure).

2.9.2.6 Broyeuse

Roue de type multicanal ouverte, munie en amont d'un plateau déchiqueteur ou un couteau fixe. Convient en eau usée pure ou parfois pour des effluents unitaires de temps sec. Le papier, les textiles et les particules solides contenues dans l'effluent sont réduits en fines particules.

Avantages : permet de pomper de faibles débits avec peu de risque de colmatage dans une conduite de faible section (assainissement sous pression par ex.). Ampleur importante de hauteur manométrique à débit sensiblement constant. Particulièrement indiquée pour refoulement se raccordant sur un autre refoulement.

Inconvénients : entretien et usure plus ou moins importants selon le type d'effluent. Ce genre de pompe crée des particules broyées difficilement traitables en station d’épuration.

2.9.2.6.1 Hélice

Roue de type hélice à flux axial avec pales souvent réglables afin d'arriver au point de fonctionnement souhaité. Convient pour eaux claires ou légèrement chargées. Ces pompes sont utilisées exclusivement en tube (horizontal ou vertical).

Avantages : pompe à très fort débit

Inconvénient : très faible hauteur de refoulement, n’accepte pas les corps solides.


2.9.2.6.2 Choix d’une pompe centrifuge

Le choix portera, indépendamment du point de fonctionnement souhaité, sur:

les extrêmes possibles et les réserves souhaitables en débit et en charge, en sachant que l'on calcule souvent pour la hauteur d’élévation la plus forte qui n'est pas forcément la situation la plus contraignante pour le groupe électropompe en cas de marnage important ;

le type de roue ; la section de passage (la plus grande possible, mais toujours inférieure ou

égale au diamètre intérieur de la conduite de refoulement) les limites du moteur (réserve de puissance, possibilité de fonctionnement

jusqu’au dénoyage) ; le rendement. Ce n’est pas un critère essentiel en assainissement mais un

ajustement entre les contraintes de maintenance et la consommation d’énergie ;

l'encombrement de la pompe (coût, réutilisation du génie civil existant, etc.,).

Bien entendu, d'autres critères sont également importants:

matériaux (fonte, fonte avec revêtement, inox, bronze, ...) en fonction de la qualité de l’effluent pompé ;

type de garniture d'étanchéité en fonction de la qualité de l’effluent pompé ; besoin de détecteurs de température et de sondes de contrôle d'étanchéité.

2.9.2.7 Automatisme - Télésurveillance

Les fonctionnalités minimales suivantes doivent être garanties :

Automatisme de pompage en fonction du niveau : o soit détecteurs : 2 pour la première pompe + 1 par pompe active

supplémentaire si les pompes sont identiques o soit capteur de niveau doublé d’au moins deux détecteurs de

niveau en mode dégradé (si le capteur est en panne : basculement en mode secours simplifié),

Relais de sous-charge (manque d’eau) et relais de surcharge pour conduites de refoulement (détection de fuite en aval des pompes ou de conduite de refoulement vide). Dans un faible nombre cas, ces relais ne sont pas adaptés (puissance consommée diminuant avec le débit), il faut valider la pertinence de ces protection en fonction des caractéristiques des équipements à protéger,

Mode dégradé (si automate ou télé-transmetteur en panne) de préférence en logique câblée pour les petites et moyennes installations

Télétransmission vers un poste superviseur des informations de fonctionnement sur support adapté (RTC, GSM, réseau privé, radio, ADSL) afin de permettre un diagnostic permanent de l’installation,

Télésurveillance (report des alarmes vers l’astreinte).


2.9.3 PRISE EN COMPTE DES PHENOMENES EN REGIME TRANSITOIRE (LES COUPS DE BELIER)

Le régime d'écoulement cesse d'être permanent dans une conduite dès que la manœuvre d'un appareil (pompe, vanne, clapet..) modifie les caractéristiques initiales de l'écoulement. L'écoulement varie alors au cours du temps jusqu'à ce qu'un nouveau régime permanent s'établisse.

Il est important de vérifier le comportement du réseau en régime variable même s'il ne concerne que des périodes relativement courtes.

Les variations des caractéristiques hydrauliques (pressions, vitesses...) peuvent être en effet brutales et atteindre des valeurs élevées susceptibles d'endommager gravement le réseau.

2.9.3.1 Définition et symptômes

Le phénomène du "coup de bélier" se produit dans une conduite lorsqu'un régime variable se substitue au régime permanent initial.

La vitesse d'écoulement se trouve brusquement annulée, et son énergie se transforme en onde de choc qui se déplace dans le réseau.

Cette énergie rendue prisonnière du réseau d'eau se transforme en bruits, vibrations, variation de pression. Plus le réseau est rigide, plus l'onde de choc est importante. De plus, les canalisations métalliques (acier, cuivre écroui) favorisent le coup de bélier. Les canalisations plus souples, cuivre recuit, PER, flexibles, limitent ses effets.

Les coups de bélier, outre les nuisances sonores, provoquent sur le réseau et son équipement des perturbations pouvant provoquer :

la rupture, l'éclatement ou l’écrasement des canalisations, le desserrage des joints et raccords, le déréglage des organes de régulation et de contrôle.

2.9.3.2 Origines du phénomène

Les causes les plus fréquentes d'apparition du coup de bélier sont les suivantes :

arrêt brutal d'un groupe électropompe alimentant une conduite de refoulement (exemple : disjonction) ;

démarrage d'un groupe électropompe ; fermeture instantanée ou trop rapide d'une vanne de sectionnement, d'un

clapet ; mouvements de poches d'air au voisinage de points hauts.

2.9.3.3 Dispositifs de protection contre les coups de bélier

2.9.3.3.1 Aspiration auxiliaire

Elle est constituée par un tube, d'un diamètre au moins égal à celui de la conduite de refoulement, plongeant dans la bâche de pompage et munie d'un clapet s'ouvrant lors de la dépression. Ce dispositif permet d'alimenter en eau la conduite à l'amont de la pompe lorsque cette dernière s'arrête, et par là même, de bloquer la dépression du coup de bélier.


L'aspiration auxiliaire est une amélioration de la pompe en turbine, elle remonte l'enveloppe de dépression plus haut que la pompe en turbine.

Domaine d'application: Hmano < 8 m environ (protection à vérifier pour chaque cas)

2.9.3.3.2 Réservoir anti-bélier à régulation d’air automatique (ARAA)

Cet appareil renferme une chambre de compression bien délimitée par un tube central (cf. diagramme ci-après)

Au sommet de ce tube, une boite à clapet équipée d'un clapet spécial met l'appareil en communication avec l'atmosphère lorsque la pression dans la chambre de compression atteint sensiblement la pression atmosphérique.

Ce réservoir fonctionne alternativement en ballon anti-belier et en cheminée d'équilibre, si bien qu'il "bloque", à la vidange, la pression intérieure à la pression atmosphérique et évite ainsi un surdimensionnement.

La régulation d'air se fait automatiquement et naturellement lors de la mise à l'atmosphère. Ainsi toute dissolution de l'air dans l'eau est sans influence et se trouve compensée. A noter que cet appareil, s'il est installé en un point haut, dispense évidemment de la pose d'une ventouse.

Extrait de la documentation CHARLATTE

2.9.3.3.3 Réservoir anti-bélier à

vessie

Extrait de la documentation CHARLATTE



Niveau 1 Permettre le pompage du débit de temps sec,

Vérifier le nombre de démarrage par heure

Niveau 3 Permettre le déversement en protégeant les ouvrages

internes


2.10 LIMITEUR, REGULATEUR DE DEBIT

(Guide ASTEE)


2.10.1 OBJECTIFS

Les ouvrages de régulation et de limitation de débit sont destinés à maîtriser un débit à une valeur fixe prédéterminée la plus constante possible. Ils sont nécessaires notamment en cas de débit maximal imposé vers l’aval :

- lors du passage d’un égout unitaire à un réseau séparatif : le débit de temps sec ou de petites pluies « q » est conservé vers la conduite EU, le surplus de débit par temps de pluie « Q’ » est déversé dans un réseau pluvial, un bassin de stockage, le milieu naturel, au-dessus d’une lame déversante ou par un trop-plein.

Avec : Q= Q’+q

- à la vidange des bassins de stockage ou de décantation

Il existe des dispositifs plus ou moins sophistiqués pour contrôler le débit à l’aval d’un ouvrage. Ils diffèrent suivant le niveau de performance attendu. Le débit maximal conservé ne devra pas dépasser la capacité de l’ouvrage de traitement situé à l’aval immédiat. En revanche, on pourra admettre une moindre précision si le débit conservé est dirigé vers un réseau séparatif ou un bassin tampon.

Le débit peut être limité par une canalisation (voir chapitre « Déversoir d’orage ») équipée ou non d’une vanne murale, une station de pompage : Un poste de pompage en entrée d’une station d’épuration ou en réseau constitue également un bon limiteur de débit. Le débit varie peu en général sur la tranche de marnage des pompes.

2.10.2 CONCEPTION

Le régulateur de débit ajuste la section de passage de l’obturateur en fonction d’un niveau d’eau variable, de sorte que le débit restitué ne dépasse pas le débit de consigne sur la plage de fonctionnement.

q : Débit conservé

Vidange par la surface


Vidange par le fond

Limiteur de débit

Limiteur de débit


Q : Débit d’arrivée

Q’ : Débit déversé


2.10.3 PRINCIPE DES DISPOSITIFS COURAMMENT UTILISES

Le débit peut être limité par un orifice, une vanne, une canalisation, un déversoir flottant, une station de pompage. Dans tous les cas, il faut prévoir une grille à l’amont immédiat du limiteur de débit, afin de le protéger de la projection directe d’un objet lourd entraîné par un fort débit, et du bouchage par un déchet solide ou une accumulation de détritus mous.

La plupart des appareils que l’on trouve sur le marché comporte une partie mobile qui permet d’ajuster la section de passage (orifice), ou permet de suivre le niveau d’eau (seuil flottant). Certains appareils comme le régulateur à effet Vortex ou le FILIPPI, ont une forme spéciale déterminée et testée en laboratoire pour conserver le débit de consigne voulu.

2.10.3.1 Orifice

En position fixe, les orifices, vannes, plaques diminuant la section d’une conduite donnent un débit limité mais non constant puisque fonction de la charge. En pratique ils sont néanmoins suffisants dans la grande majorité des cas pour assurer le service souhaité. Ils nécessitent toutefois une protection (grille,…), une surveillance et un entretien réguliers.

La valeur approchée du débit écoulé à travers un orifice (placé dans le fond ou les parois d’un réservoir) est donné par la formule générale :

2ghmSQ (loi de Toricelli)

Avec : m = coefficient de débit dépendant de la forme de l’orifice

S = l’aire en m² de l’orifice

h = la charge en m sur le centre de l’orifice

g = accélération de la pesanteur (m/s²)

Débit de consigne

Débit conservé

Débit d’arrivée

Sans aucun appareil

Régulateur de débit

Limiteur de débit

Courbes théoriques


Valeurs expérimentales de m :

Orifice circulaire

2ghmSQ

Orifice circulaire mince paroi

m=0,6

Orifice circulaire à bords arrondis

m=0,98 ≈ 1

Vanne rectangulaire

2ghmLeQ

2.10.3.2 Lame déversante

Les seuils flottants (à ne pas confondre avec les régulateurs à flotteur), les écrémeurs de surface permettent d’évacuer les eaux issues d’un bassin d’orage, en privilégiant les eaux de surface. Ces appareils sont constitués d’une lame déversante, maintenue à une profondeur constante de la surface par des flotteurs, ainsi le débit d’évacuation est invariable.

Formule générale du débit d’un déversoir rectangulaire : 2ghmLhQ

Pour un déversoir fonctionnant en écoulement dénoyé, le débit est donné par la formule classique :

Avec : Q : Débit du déversoir en m3/s

m : Coefficient caractéristique du déversoir (voir chapitre 3.1.3. « déversoir »). Les valeurs usuelles de m sont les suivantes : m=0,43 sans contraction latérale, m= 0,40 avec contraction latérale.

L : Longueur du seuil en m

h : hauteur d’eau au-dessus du seuil, mesurée en amont du déversoir à une distance d’au moins 4h, exprimée en mètres.

g : Accélération de la pesanteur

Formule du déversoir à seuil circulaire

Les déversoirs circulaires (tulipes ou puits) peuvent être assimilés à des déversoirs linéaires de même type, tant que leur rayon R reste suffisamment grand par rapport à la charge h pour qu'ils fonctionnent en écoulement dénoyé. Ainsi,

h

h

e

h

e

h

L

e


sachant que la longueur déversante est égale à 2πR, le débit est donné par la relation :

3/2h.2g..m.2.Q R avec 0,39<m<0,44

Déversoir à nappe libre

Seuil circulaire normal ou tulipe (déversoir en puits)

Les constructeurs développent des appareils de régulation de débit préfabriqués qui permettent une bonne précision et peuvent être installés dans un génie civil réduit. Nous allons citer les types d’appareils plus répandus et les plus utilisés actuellement, cette liste n’est pas exhaustive.

2.10.3.3 Régulateur à flotteur

La section de passage évolue en fonction de la hauteur d’eau dans l’ouvrage. La courbe débit/hauteur est donnée par le constructeur.

Le fonctionnement mécanique est basé sur le déplacement vertical d’un flotteur selon un niveau d’eau variable relié à un bras à flotteur commandant l’ouverture d’un diaphragme.

De nombreux modèles existent en fonction de la hauteur de marnage et du débit (de 5 à 1000 l/s).

Application : Débits de fuite des bassins d'orage et des déversoirs d'orage

Les constructeurs assurent une restitution à débit constant, avec une variation inférieure à 5 %.

Afin de protéger l’appareil des chocs, du bouchage de l’orifice, il est préférable de prévoir une grille ou un masque solide. L’entretien doit être régulier pour éviter l’obturation de l’organe de vidange.

La courbe de réponse hydraulique doit être demandée au constructeur sur toute la plage de fonctionnement pour fixer la hauteur du seuil-déversoir et sa longueur.

Document Saint-Dizier Environnement

h


Plus la hauteur de marnage est élevée, plus le bras à flotteur est long et les dimensions de la chambre importantes.

Courbes de débits caractéristiques d’un régulateur à flotteur DN200mm en fonction de la charge. Selon le débit voulu, le constructeur règle la guillotine en usine.

Document UFT France

2.10.3.4 Régulateur à effet Vortex

Un régulateur de débit est déterminé en fonction du débit à réguler et de la hauteur maximale du niveau d’eau. Ce type d’appareil convient pour les eaux usées chargées et eaux pluviales, ou vidange de bassin. La gamme de débit standard s’étend de 5 à 500 l/s. Il s’installe dans une chambre munie d’un seuil de déversement. Afin de protéger l’appareil des chocs dus à des objets transportés lors des gros orages, il est préférable de prévoir une grille ou un masque solide. L’entretien doit être régulier pour éviter l’obturation de l’organe de vidange.

La courbe de réponse hydraulique doit être demandée au constructeur sur toute la plage de fonctionnement pour fixer la hauteur du seuil-déversoir et sa longueur.

Document Techneau


2.10.3.5 Les régulateurs à membrane

La pression d'eau comprime une membrane entourant un tuyau privé de ses deux flans et provoque la réduction de la section de passage.

2.10.3.6 Ecrémeur de surface

Ce type d’appareil limite le débit de fuite d’un bassin d’orage quelque soit le marnage en privilégiant les eaux de surface. Ces appareils sont constitués d’une lame déversante, maintenue à une hauteur fixe de la surface par des flotteurs, de façon à ce que le débit d’évacuation soit constant.


A droite un exemple de courbe de performance : débit en fonction de la hauteur de marnage.

Selon les constructeurs :

Gamme de débit : 5 à 170 l/s

hauteur d’eau maxi : 2,3 m.

Précision : + ou – 5%

Diamètre canalisation : 150 à 350 mm


2.10.3.7 Déversoir flottant

Le déversoir flottant fonctionne selon le principe d'une hauteur fixe sur crête de déversoir circulaire ; le débit évacué est ainsi constant. L'appareil est composé d'un tube télescopique à deux parois. Sur le tube extérieur sont fixés trois flotteurs réglables qui assurent l'ajustement de la hauteur sur crête. La charge constante et la hauteur sur crête assurent un débit régulier et très précis à partir de 1 litre/seconde. L’ajout d’un masque siphoïde circulaire autour de l’orifice d’évacuation empêche les détritus flottants de boucher l’orifice d’évacuation.

Document ISMA

2.10.3.8 Déversoir FILIPPI

Du nom de son inventeur, cet appareil en forme de canal Venturi courbé muni d’un déflecteur et d’un déversoir à seuil latéral, ne comporte aucune pièce mobile. Cet appareil se place dans des réseaux unitaires, en tête des bassins, en amont d’une station d’épuration ou d’un séparateur d’hydrocarbures.

Les eaux déversées par le FILIPPI doivent s’écouler librement vers l’exutoire (rivière, fossé, bassin ou collecteur eaux pluviales) : les plus hautes eaux de l’exutoire ne doivent pas dépasser la crête déversante de l’appareil. La gamme de débit s’étend de 3 à 200 l/s.

Le trop-plein réduction permet de raccorder l’égout unitaire au FILIPPI lorsque les diamètres diffèrent, et de délester les gros débits.

Vue en plan

Vue de profil


2.10.3.9 Vanne de régulation

Une vanne classique à passage direct (pelle, murale, à orifice circulaire ou rectangulaire) est actionnée par un servo-moteur et réducteur le plus souvent (énergie électrique) ou bien par vérin pneumatique ou hydraulique ; l’ouverture de la vanne, asservie à une consigne de débit, nécessite un appareil de mesure de débit. La valeur du débit régulé est en général envoyée vers un système de télésurveillance ou télégestion ;

Exemple d’installation d’un appareil pour petit débit eaux usées :

Une vanne de régulation associée à un canal de mesure régule les faibles débits (à partir de 1 l/s) en réseau unitaire. Ce système se place dans un ouvrage type déversoir d’orage classique.



2.11 RESERVOIRS DE CHASSE

Lorsqu'il n'est pas possible de procéder régulièrement au curage des canalisations par des matériels hydrauliques, il convient de disposer en tête du réseau des dispositifs de chasse susceptibles de pallier la déficience d'autocurage du réseau. Il y a lieu de noter que l'action dynamique de ces systèmes ne s'exerce que sur de faibles distances.

Les réservoirs de chasse pourront être admis dans les cas suivants :

réseaux séparatifs ou pseudo séparatifs : o en tête des antennes lorsque la pente est inférieure à 2 p. 100 ;

réseaux unitaires : o en tête des antennes lorsque la pente est inférieure à 1 p. 100 ; o lorsqu'il n'y a pas de bouche d'égout avant le premier déversement

d'eaux usées ; o dans les régions où l'absence de pluie est constante pendant plusieurs

mois.

Leur fonctionnement sera de préférence automatique. Toutefois, en cas d'insuffisance de l'alimentation en eau, on devra prévoir la possibilité d'une manœuvre manuelle notamment à l'occasion des opérations de curage.

Axe de la conduite

Conduite circulaire

Conduite circulaire

Conduite rectangulaire

Axe de rotation de la vanne

h

HYDROGUARD ® Hydroconcept


Vanne Hydrass

Vanne Hydrass


2.12 REGARDS DE CHUTE

Le regard de chute est employé pour

-raccorder des canalisations situées à des altitudes différentes.

-diminuer la vitesse dans les conduites de forte pente Exemple de regards de chute.

2.13 LES DECANTEURS

Les décanteurs lamellaires sont des ouvrages destinés au traitement des eaux de ruissellement polluées. Le procédé de traitement employé est la séparation gravimétrique entre deux lames juxtaposées et inclinées par rapport au plan horizontal. Dans ce type de décanteur, l’effluent brut pénètre horizontalement sur l’un des flancs du bloc lamellaire. L’eau circule horizontalement entre les lames tandis que les particules plus denses que l’eau chutent vers le bas. Après avoir décantées, les eaux claires ressortent de l’autre coté de la structure lamellaire.

Figure 46 : Décanteur lamellaire à flux croisés


Figure 47 : Décanteur lamellaire à contre-courant

Depuis les années 1990, de nombreux programmes de recherche ont montré que les matières polluantes sont majoritairement fixées sur de fines particules véhiculées en suspension dans les réseaux séparatifs pluviaux. Selon leurs auteurs, 80 % de la masse de ces particules ont un diamètre inférieur à 100 microns. Le diamètre médian des particules avoisine les 30 microns.

Les vitesses de chute habituellement retenues pour le calcul du nombre de lames sont donc très faibles. La valeur de 1 m/h, pourrait peut-être permettre d’abattre 80 % de la charge entrante en matières en suspension (M.E.S.).

Dans la pratique, cela signifie qu’il faut mettre en œuvre des surfaces de décantation très importantes pour pouvoir séparer ces très fines particules. Dans ces conditions, le calcul du nombre de lames conduit à des ouvrages de grandes dimensions.

Malheureusement cela ne facilite pas la répartition de l’eau dans la totalité de la structure lamellaire. Or, l’une des hypothèses qui est supposée vraie dans le calcul de la structure lamellaire, est l’obtention d’une équirépartition de l’eau entre toutes les lames. C’est l’une des clés du bon fonctionnement d’un décanteur lamellaire. Ce problème d'équirépartition a d'ailleurs été soulevé par Bernard CHOCAT dans son ouvrage "Encyclopédie de l'hydrologie urbaine" qui explique que pour les "décanteurs à courants croisés, si leur principe permet théoriquement de construire des ouvrages très compacts et de faible hauteur, les problèmes d'équirépartition hydraulique du débit sur les lamelles sont particulièrement difficiles à résoudre et aucune solution réellement satisfaisante à l'échelle industrielle n'a pu être dégagée."


2.14 LES TECHNIQUES ALTERNATIVES

Par « alternatives », on entend l’ensemble des techniques qui viennent se substituer au schéma centralisateur et monotechnique traditionnel qui prévalait en matière d’assainissement des eaux pluviales jusque dans les années 1990. En effet, le concept de technique alternative s’oppose directement à celui du tout au réseau (Chocat et al., Techniques alternatives, 1997). L’objectif n’est alors plus d’évacuer les eaux de pluie le plus loin possible du centre-ville mais de gérer ces volumes au niveau de la parcelle ou du sous bassin versant par des ouvrages de stockage puis éventuellement par une infiltration. Cette approche est devenue indispensable avec la progression de l’urbanisation et donc de l’imperméabilisation des sols. L’objectif pour les aménageurs urbains pourrait alors se résumer ainsi : faire en sorte que chaque aménagement nouveau n’aggrave pas la situation, et même dans certain cas, l’améliore. Lorsqu’il est très difficile d’agir au niveau du réseau d’assainissement, la gestion à l’amont des eaux pluviales devient une réelle nécessité (Maytraud et Brousse, 1998).

Ces techniques présentent l’avantage d’être intimement liées à l’aménagement urbain qu’elles peuvent contribuer à valoriser. Elles ne requièrent pas de grands travaux de terrassement pour la mise en place de canalisations toujours difficiles à réaliser en contexte urbain. Le corollaire est qu’elles sont plutôt moins onéreuses que les solutions traditionnelles du fait de la déconcentration des flux et de leurs multiples fonctionnalités : urbaines (chaussées), paysagères (noues), environnementales (puits)… (Azzout et al., 1994).

En revanche, ces ouvrages souffrent souvent d’un mauvais usage du fait d’une méconnaissance de leur fonctionnement. Trop souvent, le lien entre l’investisseur (l’aménageur en général) et l’usager qui réalisera l’entretien, est inexistant d’où une perte significative d’informations et d’implication. Les solutions techniques sont encore trop fréquemment indépendantes du projet urbain (Maytraud et Brousse, 1998). La question de la durabilité de ces techniques est donc un sujet essentiel pour le bon fonctionnement du système d’assainissement dans son ensemble.


2.14.1 TOITURE RESERVOIR


2.14.2 BASSINS DE RETENTION

Restitution par infiltration Restitution par évacuation à débit limité

Restitution mixte Restitution par infiltration lors les évènements courants, et

mixte pour les évènements plus importants

2.14.3 CHAUSSEE RESERVOIR


2.14.4 PUITS D'INFILTRATION

2.14.5 TRANCHEE DRAINANTE


2.14.6 NOUES


3 DIMENSIONNEMENT DES RESEAUX

3.1 CALCUL DES DEBITS

3.1.1 LES DEBITS DE TEMPS SEC

Les débits d'eaux usées à considérer dans l'étude des réseaux d'assainissement (1 et 2) correspondent essentiellement aux pointes actuelles et/ou futures qui conditionnent la détermination des sections des canalisations en système séparatif et, dans certains cas, en système unitaire, en veillant à respecter les conditions d’auto curage.

L'estimation des débits n'est pratiquement nécessaire que dans le corps des réseaux. Les canalisations disposées en tête des réseaux (les limites inférieures des diamètres étant fixées à 200 mm en système séparatif et à 300 mm en système unitaire pour éviter les risques d'obstruction) sont surabondantes pour l'écoulement des débits.

D'une manière systématique il conviendra d'apprécier, à partir des données relatives à l'alimentation en eau de l'agglomération ou du secteur industriel, le débit qui parviendra au réseau étudié au jour de la plus forte consommation de l'année en distinguant les eaux usées domestiques des eaux usées industrielles dont les caractéristiques peuvent être très différentes.

Afin de limiter à un minimum les erreurs de raccordement (eaux claires parasites et inversions de branchement) les autorités organisatrices se doivent de vérifier systématiquement si les ouvrages d'assainissement raccordés aux réseaux publics sont bien conformes aux dispositions règlementaires. Les textes, et notamment, l’article 1331-4 du Code de la Santé Publique permettent ce contrôle sur les installations nouvelles et existantes.

(1) Pour les eaux usées domestiques, la signature de l’abonnement permettant la perception des taxes sur l’assainissement accompagnée de la remise, à l’abonné, du règlement du service de l’assainissement de la collectivité ainsi que l’acceptation par cette dernière de la demande de branchement crée, tacitement, la « convention ordinaire de déversement » et l’autorisation de déversement. II est rappelé que les riverains doivent obligatoirement raccorder leurs effluents d'eaux usées domestiques au réseau existant et que la collectivité a le devoir de les recevoir.

(2) II n'en est pas de même des effluents non domestiques qui ne peuvent être déversés à l'égout que moyennant une autorisation de déversement fixant les conditions techniques avec prétraitement éventuel et, si nécessaire, une convention spéciale de déversement fixant les conditions financières pour la participation aux frais d'établissement et d'exploitation du réseau et de la station d'épuration.


3.1.1.1 Différents taux

Lorsque l'on fait le diagnostic d'un réseau on s'intéresse à différents taux basés sur les caractéristiques intrinsèques.

Taux de desserte :

Dans une agglomération devant être desservie par un système collectif il s’agit du nombre d’habitants desservis par un réseau par rapport au nombre total d’habitants.

au total hab

desservis hab

Td

ex:

Taux de raccordements :

Il s’agit du nombre d’habitants effectivement raccordés au réseau par rapport au nombre d’habitants desservis. Rappelons que le Code de la Santé Publique précise que le raccordement d’un immeuble est obligatoire dans les 2 ans suivant la construction d’un réseau.

desservis hab

raccordés hab

Tr

Taux de collecte :

Il s’agit de la charge de pollution mesurée aux exutoires d’un bassin versant par rapport à la quantité théorique de pollution générée dans le bassin. Cette notion est relativement imprécise puisque cette charge de pollution aboutissant à la station d’épuration peut varier de manière sensible d’un jour à l’autre.

desservis hab théoriquePollution

etransportéPollution Tc

Taux de dépollution (que si STEU) desservis hab théoriquePollution

rejetéepollution 1Tdépol

Taux de dilution :

Il s’agit du volume journalier d’eaux claires parasites par temps sec par rapport volume des eaux usées.

Réseau desservi


3.1.1.2 Débits d'eaux usées domestiques

Le débit réel peut être différent de celui découlant du calcul ci-après compte tenu du rendement du réseau et de l’évolution du raccordement des immeubles desservis.

3.1.1.2.1 Débits moyens

Pour l’assainissement d’une zone, le mode de calcul du débit d’eaux usées fait référence aux documents d’urbanisme. En règle générale, il sera tenu compte de l'accroissement prévisible de la population correspondant aux schémas directeurs et plans d'aménagement. On veillera cependant à vérifier le bon fonctionnement du réseau dans la situation à la date du projet.

Il est vivement recommandé de procéder à des études locales qui tiendront compte de tous les critères et des contraintes caractérisant l'agglomération traitée. A cet égard, il y aura intérêt à analyser la situation par un découpage de l'agglomération en plusieurs zones de consommations nettement différenciées, notamment lorsqu'il s'agira de recueillir dans le réseau général des débits d'effluents industriels ou d'équipements publics importants (hôpitaux, casernes, etc..).

Le débit moyen journalier (Qm) de rejet d’eaux usées domestiques d’une zone homogène peut être évalué en prenant la consommation d'eau par habitant et par vingt-quatre heures correspondant aux plus fortes consommations journalières de l'année estimées ou calculées à partir des volumes d'eau vendus. Il est à noter que l'eau consommée tant par les usagers que par les services publics ne parvient pas en totalité au réseau ; l'eau d'arrosage des jardins et plantations est vouée à l'infiltration dans le sol ou à l'évaporation dans l'atmosphère, l'eau de lavage des espaces publics est recueillie dans les ouvrages pluviaux ou dans les ouvrages unitaires grossissant le débit de temps sec.

Cette consommation moyenne (Cm), toutes sources confondues, dépend du type d’activités. Les valeurs suivantes sont généralement employées :

Zones de logements : de 100 à 150 l/j/personne Zones de bureaux : de 30 à 75 l/j/personne Zones d’activités (artisanat, commerce) : de 70 à 130 l/j/personne

Les chiffres les plus forts ont longtemps fait référence en France, mais les consommations d’eau montrent de façon généralisée une tendance à la diminution et cette tendance devrait se poursuivre pour tendre vers les valeurs plus basses, toutefois, il faut prendre en compte les possibilités de distorsion entre les consommations d’eau potable et les volumes d’eaux usées rejetés.

86400

CmNhQedm

Avec : Qedm : débit moyen journalier en L/s

Nh : nombre d’habitants raccordés

Cm : Consommation moyenne en L/j/Habitant

Pour les équipements collectifs tels que : casernes, complexes sportifs, écoles, pensionnats tout calcul au plus près de la réalité est à privilégier, même si c'est au prix d'investigations complémentaires (campagnes de mesure ou comparaison avec des établissements similaires). Il faut travailler avec les valeurs les plus probables, les ratios présentés ci-dessus ne conduisant qu'à des ordres de grandeur.


3.1.1.2.2 Débits maximaux

Pour l'évaluation des débits maximaux, on partira des débits moyens calculés précédemment.

Le débit à prendre en compte en un point donné du réseau (dénommé point de calcul ou nœud) pour un projet, est une valeur maximale appelée débit de pointe Qp. Il est calculé à partir du débit moyen journalier Qm multiplié par un coefficient de pointe Cp. Ce coefficient correspond à la variation de débit entre le jour et la nuit par rapport à la moyenne. Ce coefficient de pointe est largement influencé par la consommation, le nombre de raccordements et le temps d'écoulement dans le réseau qui dépend en particulier de sa longueur. Il décroît avec la consommation totale et avec le nombre des raccordements dont la répartition sur le parcours du réseau contribue à l'étalement de la pointe par la dispersion dans le temps qu'elle suppose. Le coefficient de pointe qui est compris entre 1.5 (en corps de réseau) et 4 (en tête) peut être évalué selon la formule empirique :

QedmCp

5,25,1 avec 1,5 ≤ Cp ≤ 4

Au final, nous avons donc :

Qedm

5,25,1QedmCpQedmQedp

Avec : Qedp : débit de pointe en l/s

Qedm : débit moyen en l/s

En tête de réseau ou pour le calcul des débits résultants de cas particuliers notamment quand les débits de pointe calculés sont inférieurs à 2 l/s, les productions de pointe d’eaux usées peuvent être évaluées à l’échelle du bâtiment par référence au tableau suivant :

Dans ce cas, les débits de l’ensemble des appareils sont sommés et pondérés par un coefficient de simultanéité exprimé selon la formule ci-dessous, où n est le nombre d’appareils présents dans le bâtiment :

1

8,0

nCs


Attention, il est nécessaire de vérifier que la somme des débits pondérés n’est pas inférieure au débit instantané d’un seul appareil (application DTU 60 MJT).

Pour les installations collectives (école, équipement sportif, caserne,..) on ne prendra en compte qu’une partie du débit de base de chaque équipement en fonction d’un temps d’usage évalué, afin de définir les débits de pointe puisque ces équipements sont susceptibles d’être utilisés presque tous simultanément.

3.1.1.3 Débits d'eaux usées non domestiques

3.1.1.3.1 Généralités

Lors de l'évaluation des débits d'eaux usées non domestiques à prendre en compte pour la détermination du réseau il conviendra de distinguer :

- d'une part, les établissements existants dont l'évaluation des débits doit résulter de mesures « in situ » ;

- d'autre part les établissements qui s'installeront dans des zones organisées à cet effet dont les débits doivent être évalués.

Une zone d’activités se définit comme un ensemble ordonné comportant une infrastructure de desserte et un lotissement des terrains destinés à accueillir des entreprises.

Comme les terrains doivent, dans la majeure partie des cas, être cédés entièrement équipés en matière de viabilité, les concepteurs sont amenés à étudier les différents réseaux, dont le réseau d'assainissement, avant de connaître les services qui lui seront demandés.

Or, si pour une zone d'habitat donné, les débits d'effluents peuvent être assez aisément évalués, il n'en est pas de même pour les zones d’activités où les débits peuvent varier considérablement suivant les types d'activités qui s'y implantent et leurs schémas d'utilisation de l'eau. Cependant, l'expérience montre :

- que certaines activités traitent directement leurs effluents, permettant ainsi le rejet dans le milieu naturel ou parfois dans le réseau pluvial (avec autorisation de rejet et conventionnement en vue de s’assurer de la compatibilité du rejet avec le traitement des eaux pluviales);

- que les industries lourdes s'implantent de préférence dans des sites où elles peuvent traiter globalement tous leurs problèmes de refroidissement et de rejets sans être tributaires du réseau public ;

L'acceptation des rejets non domestiques dans le réseau de collecte est à étudier avec soin, tant du point de vue des flux rejetés par rapport aux flux d’eaux domestiques que du point de vue de leur compatibilité au niveau du traitement. Ces rejets doivent systématiquement faire l’objet d’une autorisation de déversement et parfois même d’un conventionnement.

3.1.1.3.2 Estimation des débits

Pour une zone d’activité existante les débits et charge sont évalués sur la base des conventions de déversement quand elles existent.

L’estimation des débits résultants d’une zone d’activités est délicate, elle est sujette à de nombreuses sources d’incertitude.


Le besoin de précision dépend de la taille du système d’assainissement dans lequel se fait le rejet.

Lorsque l’on ne connaît pas la destination des parcelles, donc l’ampleur des rejets, on fixe à priori (en fonction des capacités du système aval) un débit maximal de rejet par hectare loti. Ce débit maximal doit apparaître dans le règlement de zone qui fait partie des pièces obligatoires lors de la vente des terrains.

Ce débit maximal doit être fixé :

- en débit instantané en l/s ;

- un débit instantané inférieur à 5 l/s peut augmenter les risques de colmatage des équipements ;

- la valeur maximale de ce débit instantané est fixée par les conditions d’écoulement du système aval en tenant compte des autres rejets de la zone.

- en volume horaire en m3/h. En l’absence de données locales plus précises on peut utiliser le tableau ci-dessous qui n’inclut pas les eaux usées domestiques ou assimilables.

Superficie de la zone

Rejet journalier Volume horaire maximal

< 5 ha 3 m3/j par ha loti 2 m3/h

5 ha > 20 ha 6 m3/j par ha loti 3 m3/h

> 20 ha 10m3/j par ha loti 5 m3/h

Les conditions de débit imposées peuvent nécessiter un rejet discontinu et un stockage tampon à la parcelle.

Le fonctionnement des zones d’activités induit une discontinuité dans les rejets avec des périodes actives et des périodes d’arrêt complet le week-end ou lors des fermetures. Il sera nécessaire d’étudier le fonctionnement du système dans les deux situations au niveau :

- des conditions de stagnation des effluents dans le système pendant les périodes d’arrêt ;

- du fonctionnement des systèmes de traitement ;

et d’adapter le projet en conséquence.

Les valeurs ci-dessus permettent d’évaluer les débits rejetés par chaque parcelle. A l’exutoire de la zone d’activités, le rapport du débit de pointe horaire sur le débit moyen horaire calculé sur le nombre d'heures de travail peut être compris entre 3 et 4 suivant le nombre de postes de travail.

Dans le cas des eaux de service public, on pourra prendre :

Qesp = 25 l/j.ml de caniveau, Qesp = 5 l/m².j de marché.


3.1.1.3.3 Eaux claires parasites

Les eaux claires parasites (débit : Qecp) sont des eaux non désirées qui transitent dans un système d’assainissement qui n’a pas été conçu pour les recevoir. Elles sont prises en compte par le taux de dilution.

Ces eaux parasites induisent des surcharges hydrauliques dans les réseaux et ouvrages de transport des eaux usées ainsi que dans les ouvrages de traitement et d’une dilution de l’effluent. Elles sont de deux types :

- Les eaux parasites de captage sont des apports ponctuels permanents ou occasionnels comme :

- Des raccordements de branchements pluviaux.

- Des captages de sources.

- Des captages de drains, soit de fond de cave, soit d’assèchement de sol.

- Des rejets d’eaux claires industrielles, par exemple : eaux de refroidissement.

- Des rejets privés de piscines, pompes à chaleur, forages géothermiques, etc.

- Les eaux claires parasites d’infiltration épisodiques ou permanentes entrent dans le réseau par le biais de défauts structurels :

- Les infiltrations permanentes se produisent essentiellement dans les ouvrages qui sont situés de manière permanente ou saisonnière sous la nappe.

- Les infiltrations épisodiques (pseudo permanentes) se produisent à la suite des précipitations, lorsque les eaux météoriques, en cours de transit dans le sol, pénètrent dans le réseau ou les ouvrages. Ce type d’infiltration parvient dans le réseau de manière différée par rapport aux précipitations et peut durer pendant plusieurs jours après la fin des épisodes pluvieux.

Il faut noter que les eaux d’infiltration sont une cause importante de dégradation des réseaux dont l’assise peut être déstabilisée par les entraînements de fines, du sol vers le collecteur.

Le projeteur devra obligatoirement prendre en compte les eaux parasites (Qecp) générées par un réseau existant qu’il sera amené à reprendre dans son projet. Si le volume d’eaux claires parasites est jugé inacceptable, des recherches doivent être réalisées pour le quantifier et le limiter, voire le supprimer.

3.1.1.4 Débits de pointe de temps sec

Le débit de pointe de temps sec à retenir pour le dimensionnement des ouvrages est la somme des débits de pointe des eaux usées domestiques, des débits de pointe des eaux usées non domestiques et des débits d’eaux claires parasites :

Q domestique (m3/j) Qedm (l/s)=4.86

Ved

Qedp (l/s)= Pd*Qedm (Pd=pointe domestique)


QedmPd

5.25.1

Rque: Pd≤4

Qedm en L/s

Q industriel (m3/j) Qeim (l/s)=travaildetps

Vei

Qeip (l/s)= Pi*Qeim (Pi=pointe industrielle)

Pi=enquête ou 2 ≤ Pi ≤ 3

Q service public (m3/j) Qespm (l/s) = enquête

Qspp (l/s) = enquête

Qpts=Qedp+Qeip+Qespp+Qecp

Qmts=Qedm+Qeim+Qespm+Qecp

3. ;

Q

T

6 h

6 h

Pd

Qecp Qmts

Qpts

Qinst

Qedm

Qedp


3.1.2 LES DEBITS DE TEMPS DE PLUIE

Pour dimensionner les ouvrages d’un réseau d’assainissement par temps de pluie, il est nécessaire de :

1. définir la sollicitation pluviométrique utilisée pour le dimensionnement ;

2. calculer les débits produits sur le bassin versant (BV) ou les sous-BV sur le(s)quel(s) il souhaite dimensionner des ouvrages ;

3. dimensionner les dispositifs d’engouffrement et les ouvrages du réseau d’assainissement, qui peut comprendre des collecteurs et d’autres ouvrages (bassins, dispositifs d’infiltration, déversoirs d’orage, etc.).

3.1.2.1 Différents types d'entrées pluviométriques

L'information de base est constituée par des séries chronologiques de pluies, exploitant en général des données pluviométriques mesurées en continu sur un ou plusieurs postes. On constitue ainsi une base de données contenant les hyétogrammes et les caractéristiques globales (date, durée, hauteur, intensité, durée de temps sec antérieure, etc.) de tous les événements pluvieux mesurés (Bertrand Krajewski et al., 2000). Cette information de base permet de tenir compte de la variabilité du phénomène dans ses différentes composantes temporelles et éventuellement spatiales (si les données sont acquises simultanément sur différents postes couvrant le même territoire). Ces chroniques peuvent se présenter sous une forme continue (conservation de toutes les périodes sèches et pluvieuses) ou encore sous forme incomplète. Pour des raisons essentiellement calculatoires (diminution des temps de calcul), mais parfois aussi de coût d'acquisition, ces séries de référence sont souvent utilisées sous une forme plus ou moins dégradée. La Figure 1 proposée par Aires et al. (2003) proposent une schématisation des différents niveaux de dégradation possibles. Les paragraphes suivants détaillent les différentes possibilités d'utilisation.

Figure 48 : Exemples de dégradations possibles des données pluviométriques utilisées dans la

modélisation (Aires et al., 2003).

Pluie réelle

Intensité maximale

de la pluie


3.1.2.1.1 Chroniques météorologiques continues (temps sec et temps de pluie)

Les chroniques météorologiques continues sont obtenues à partir de mesures en continu horodatées. Elles sont décrites à pas de temps faibles (quelques minutes) et regroupent à la fois les périodes sèches et les périodes pluvieuses. De ce fait ces chroniques qui n'ont subi aucune perte d’information entre les données fournies par le système de mesure et les données d’entrées de modèles sont considérées comme référentielles. Leur utilisation constitue sans doute la solution d’avenir, mais elle pose encore des difficultés de temps de calcul et de taille mémoire.

Une chronique météorologique ne peut en effet être considérée comme satisfaisante que si elle est représentative de la pluviométrie locale c'est-à-dire si elle a une durée suffisante pour s’affranchir des années exceptionnelles (Aires et al., 2003). Cinq années de données au minimum par exemple sont nécessaires pour bien représenter des pluies rencontrées plus d’une fois par an (Météo France, 1997).

Si le nombre d’années est faible (inférieur à 3 à 5 ans), il est important de vérifier la représentativité de la période retenue en comparant ses caractéristiques avec celles d’une longue chronique (hauteur moyenne annuelle, nombre d’événements pluvieux, valeurs d’intensité maximum sur différentes durées d’analyse, etc.).

3.1.2.1.2 Chroniques évènementielles complètes (non prise en compte des

périodes de temps sec)

Les chroniques événementielles complètes sont établies à partir des chroniques météorologiques continues en éliminant les périodes sans pluie. Sachant que, selon les régions, la durée des périodes pluvieuses varie en France entre 3% et 10% du temps, cette approche permet de réduire notablement le temps de simulation.

Ce traitement suppose d'identifier un ensemble d'évènements pluvieux indépendants qui seront seuls conservés, la succession des évènements étant traitée de façon simplifiée (par exemple par la prise en compte de la durée de temps sec antécédente).

On considère que deux événements sont indépendants si les effets résultant du premier ont cessé avant le début du deuxième. Ces effets peuvent être quantitatif (concerner uniquement les débits) ou qualitatif (concerner les caractéristiques physico-chimiques des flux produits). Dans certains cas les effets consécutifs à une précipitation peuvent durer plusieurs heures, voire plusieurs jours après la fin de l’événement pluvieux (disparition des eaux parasites d'infiltration, retour au fonctionnement "normal" de la station d'épuration, …). Il peut alors être nécessaire de choisir une durée de précipitation nulle très longue pour distinguer des événements indépendants (Bertrand Krajewski et al., 2000).

Généralement, cette technique conduit à conserver entre 40 et 80 évènements pluvieux par an.


Figure 49 : définition d’événements pluvieux indépendants vis-à-vis du risque de débordement de réseau par exemple (Krajewski et al., 2000).

3.1.2.1.3 Chroniques événementielles par classe

Une autre stratégie consiste à répartir les pluies en différentes classes.

Figure 50 : exemple de répartition des pluies par classes

Les classes de pluies sont construites en répartissant les différents évènements d’une longue chronique de pluies sur la base de critères climatiques (saison, type de temps) ou de critères purement numériques (hauteur totale d’eau précipitée, durée, intensité moyenne sur une durée particulière, intensité maximum sur une durée courte, etc.). Les critères numériques sont en général préférés, car de la méthode utilisée pour séparer les évènements pluvieux.

La classification peut être manuelle (choix a priori de seuils pour les critères choisis) ou automatique (Saunier, 1999). On peut ensuite choisir de représenter la classe de pluie par une pluie réelle ou encore par une pluie fictive conservant toutes les caractéristiques des pluies de la classe.

Si l'on s'intéresse à des grandeurs cumulatives (par exemple masse annuelle de pollution rejetée), la masse rejetée par la pluie représentative de la classe devra être multipliée par le nombre de pluies appartenant à la classe.


Si l'on souhaite effectuer un classement fréquentiel et une analyse statistique des résultats, il faudra également considérer que la grandeur produite par la pluie représentative de la classe correspond à autant d'ex-aequo qu'il y a de pluies dans la classe.

Moyennant différentes précautions (utiliser des séries longues, conserver individuellement les évènements les plus forts, …) ce type d'approche peut conduire à des résultats satisfaisants (AESN, 2000 ; Aires et al., 2003).

3.1.2.1.4 Chroniques évènementielles ou pluies ponctuelles historiques

Au lieu de s'appuyer sur un ou plusieurs critères choisis a priori comme représentatifs du caractère significatif ou non de la précipitation, cette technique consiste à retenir les évènements pluvieux qui ont effectivement produit des conséquences significatives sur la zone d'étude (débordements, rejets par les déversoirs, …). Son application suppose bien évidemment que l'on ait gardé la mémoire des conséquences des évènements passés (Savart et al., 1996 ; FWR, 1994 ; Vaes, 1999 ; Cherrared et al., 2004).

L'intérêt est double. D'une part le nombre d'évènements conservés peut être très faible, et seuls les évènements réellement importants vis a vis de la problématique sont utilisés ; d'autre part ce mode de raisonnement, qui fait référence à la mémoire collective, est souvent bien compris par les élus et leurs administrés et permet de comparer des solutions de façon concrète.

L'inconvénient est qu'il n'est alors généralement plus possible d'affecter une période de retour aux variables calculées.

3.1.2.1.5 Les pluies de projet

Une pluie de projet est une pluie fictive (donc jamais observée), généralement définie par un hyétogramme synthétique et statistiquement équivalente à un ensemble de pluies. L'utilisation des pluies de projet vise ainsi à représenter par un événement fictif unique, ou par un nombre limité d'événements fictifs, l'ensemble des caractéristiques de la pluviométrie locale qui sollicite le système d'assainissement étudié.

Pluie type bloc

Il s’agit d’un hyétogramme dont la durée est choisie égale à un temps caractéristique et dont l'intensité est constante. Ce type de pluie est utilisable dans des cas où l’on s’intéresse au débit de pointe à évacuer et non à l’hydrogramme résultant.

Double triangle

Desborde (1973) a développé le concept de pluie double triangle à partir d’une analyse statistique de la forme d’une série chronologique de pluies réelles. Le choix de cette forme particulière de pluie de projet est fondé sur une analyse de sensibilité du modèle de ruissellement. Cette analyse de sensibilité, permet de montrer qu’une forme simple, doublement triangulaire, fournit des formes d’hydogrammes et des valeurs de débit maximum peu sensibles à des erreurs sur le paramètre principal des modèles de transformation de la pluie en débit (Chocat et al., 1997).


3.1.2.1.6 L'intensité moyenne maximale de la pluie pour une durée donnée

Cette intensité est issue du traitement statistique d'une chronique de pluie. Le paragraphe suivant décrit la méthode pour l'évaluer.

Les courbes Intensité-Durée-Fréquence (IDF) ou Hauteur-Durée-Fréquence (HDF) permettent d'associer une fréquence de dépassement F (ou une période de retour T = 1 / F) à une intensité moyenne I, ou a une hauteur H, observée sur une durée D. La période de retour T correspond à l'intervalle de temps moyen séparant deux événements dont l'intensité moyenne ou la hauteur atteint ou dépasse un seuil donné. La période de retour T est généralement exprimée en années.

Jusqu'au début des années 1980, on s'est surtout intéressé aux événements rares, de périodes de retour égales ou supérieures à 10 ans, intéressants du point de vue de leurs conséquences hydrauliques (inondations, débordements ou insuffisances des réseaux, etc.). La prise en compte des rejets polluants en temps de pluie a conduit depuis le milieu des années 1980 à s'intéresser de plus en plus aux événements de courtes périodes de retour, souvent inférieures à un an, susceptibles de porter préjudice au milieu naturel.

Les courbes IDF ou HDF sont établies en utilisant une technique statistique simple, dite de classement fréquentiel, dont les principes sont rapidement décrits ci-après. En pratique, il existe plusieurs façons de conduire chacune des étapes, ce qui explique qu'avec une même série pluviométrique des auteurs différents peuvent trouver des résultats dissemblables.

étape 1 : on considère un échantillon de N événements pluvieux mesurés pendant P années.

Selon les méthodes utilisées, il peut s'agir des N événements les plus violents observés, des événements dépassant un seuil, de tous les événements, etc.. Pour simplifier les calculs, on prend souvent N = P, mais ceci n'est nullement indispensable.

étape 2 : on choisit un pas d'observation de la pluie D, par exemple 15 minutes. Pour simplifier les calculs, il est préférable que D soit un multiple entier du pas de temps Δt de discrétisation de la pluie (il faut bien évidemment que Δt soit inférieur à D, ce qui montre à nouveau l'intérêt de travailler avec des pas de temps fins de l'ordre de 1 ou 2 minutes en hydrologie urbaine). Les pas d'observations généralement retenus sont 5mn ou 6mn, 15mn, 30mn ; 1h, 2h, 3h, etc..

étape 3 : pour chaque événement pluvieux, on cherche la période de durée D pendant laquelle l'intensité I ou la hauteur H est maximale. Là encore, il existe différentes façons de procéder, selon que l'on utilise une origine des temps fixe ou mobile pour le début des pas d'analyse. Par exemple, si les pluies sont enregistrées avec un pas de temps de 5 minutes et que l'on fasse le calcul pour un pas d'analyse de 15 minutes, on peut considérer uniquement les périodes de temps 0-15 mn, 15mn-30mn, 30mn-45mn, etc. (dépouillement à origine des temps fixe) ou 0-15mn, 5mn-20mn, 10mn-25mn, etc. (dépouillement à origine variable). Le dépouillement à origine variable est généralement le plus satisfaisant.


étape 4 : on dispose alors de N valeurs d'intensité ou de hauteur maximale sur la durée D que l'on range dans un ordre décroissant.

étape 5 : on attribue aux N valeurs décroissantes les fréquences empiriques de dépassement F. La solution la plus simple consiste à considérer que la fréquence de l'événement de rang r est égal à r / N. Cependant, des considérations mathématiques sur la distribution statistique des événements conduisent généralement à utiliser la relation de Bos-Levenbach qui suppose que la variable suit une loi exponentielle :

0.30.4

Les périodes de retour T correspondantes, en années, sont données par la relation :

0.40.3

.

étapes suivantes : on réitère les étapes 1 à 5 pour les autres durées D choisies.

étape finale : la dernière étape consiste à reporter sur un graphe les valeurs d'intensité (ou de hauteur) obtenues pour les différentes valeurs de pas de dépouillement et correspondant à une même période de retour, puis à rechercher une relation mathématique permettant de lisser au mieux les points obtenus. Cette étape a pour but de permettre l'estimation d'une intensité correspondant à une période de retour donnée sur n'importe quelle durée.

Différentes relations ont été proposées depuis 150 ans. Parmi les plus classiques, on peut citer :

la formule de Montana (ne pas utiliser pour D < 5 minutes car I → ∞ lorsque D → 0) :

, .

Dans cette relation, a et b sont des coefficients numériques dépendant de la fréquence F (ou de la période de retour T), du site de mesure et de la durée D des pluies (attention, les unités employées sont souvent différentes selon les auteurs).

Le problème principal associé à la méthode des courbes IDF est dû à la grande variabilité interannuelle des précipitations. Si l'on compare les résultats obtenus sur un même site pour deux périodes de temps consécutives de même durée, on obtient


ainsi souvent des résultats très différents : une pluie décennale sur une durée particulière dans la première série peut très bien devenir annuelle dans la seconde.

De façon un peu empirique, on considère généralement que pour estimer avec une incertitude acceptable un événement de période de retour T, il faudrait disposer d'observations sur une durée de 5 à 7 fois la valeur de T exprimée en années (3 fois étant un minimum en dessous duquel il ne faudrait pas descendre). Cette condition impose des durées d'observation très longues dès lors que l'on s'intéresse à des périodes de retour un peu longue (30 ans minimum et 70 ans souhaitables pour estimer la pluie décennale).

Il est en outre nécessaire que les conditions climatiques puissent être considérées comme stationnaires pendant la période de mesure (pas de changement climatique global ni local), de même que les conditions d'observation (pas de modification de l'appareil de mesure, de l'environnement de la station, du mode de suivi des appareils, du mode de dépouillement des données, etc.). Ces conditions sont également difficiles à remplir sur des durées importantes, surtout en milieu urbain, où l'environnement change rapidement.

Certaines de ces difficultés peuvent être surmontées en multipliant le nombre de points d'observation.

Enfin, une dernière difficulté est associée au traitement purement statistique des données. On mélange en effet des pluies d'origines météorologiques différentes, et donc de caractéristiques différentes. Les échantillons utilisés pour les statistiques ne sont donc pas homogènes. Pour utiliser une image simple, on va dans une ferme et on pèse indifféremment tous les animaux : cochons, poules, vaches et moutons, puis on fait des statistiques et on construit une relation permettant de prévoir la probabilité que dans cette ferme un animal dépasse un poids donné. Outre les difficultés d'ajustement de la relation dues au caractère non homogène de l'échantillon, cet ajustement ne permettra certainement pas de prévoir le poids du plus gros animal dans une autre ferme où il y aura des chevaux de trait.

Malgré ces difficultés, la méthode des courbes IDF est cependant incontournable car c'est la seule qui permette d'associer un risque chiffré à l'aléa pluvieux. Elle est indispensable pour évaluer la période de retour associée à une pluie observée. Elle fournit les valeurs d'intensités nécessaires à la mise en œuvre de la méthode rationnelle ou de la méthode de Caquot. Enfin elle sert de base à la construction des pluies de projet les plus utilisées. Elle doit cependant être utilisée avec beaucoup de précautions pour éviter de tomber dans l'un des nombreux pièges que cache son apparente simplicité.


3.1.2.2 Transformation de la pluie en débit

La transformation de la pluie en débit sur le(s) BV(s) représente la partie amont du cycle de l’eau en assainissement. Elle relie la pluie qui tombe à la surface des BVs aux débits aux niveaux des exutoires identifiés.

Une pluie qui tombe sur la ville se répartit en trois composantes :

Interception :

évaporation directe (souvent négligeable)

rétention dans les dépressions (puis évaporation ou infiltration)

interception par les végétaux (puis évaporation)

Infiltration :

humidification du sol

écoulement vers les nappes

Ruissellement :

ruissellement direct

ruissellement retardé (surfaces pouvant devenir drainantes soit par saturation du sol humidifié, soit par remplissage des dépressions

Malgré de nombreuses données et analyses, la transformation pluie-débit reste l’étape la plus difficile à reproduire dans les études d’assainissement pluvial, principalement à cause des incertitudes qui affectent la pluie (intensité, variabilité spatiale) et la transformation de cette pluie en débit (part de la pluie qui ruisselle, transfert du ruissellement sur le BV, etc.).

Il existe ainsi plusieurs méthodes de calcul de cette transformation, toutes avérées (c.à.d. validées sur de multiples études de cas) et en même temps toutes affectées par des incertitudes.

Il est possible de distinguer 2 grands types de méthodes :

- les modèles globaux : elles considèrent le BV étudié en son entier, sans discrétisation spatiale sauf sommairement par des paramètres équivalents, et ne détaillent pas la transformation de la pluie en débit, la finalité est le calcul d'un débit maximale ;

- les modèles détaillés : ils représentent "en détail" les différents principes de la transformation de la pluie en débit, la finalité est la transformation d'un hyétogramme en hydrogramme .


Les modèles détaillés sont complexes à mettre en œuvre et à utiliser alors que dans certains cas, les méthodes globales peuvent être satisfaisantes. Bien évidemment le choix du modèle à utiliser dépendra de l'objectif à atteindre dans le contexte du dimensionnement des ouvrages.

3.1.2.2.1 Paramètres influençant la transformation pluie-débit

Les méthodes et outils présentés dans ce chapitre font appel à une série de paramètres caractéristiques du BV. La plupart de ces paramètres ont un rôle très important et le choix de leurs valeurs conditionne fortement les futurs calculs.

3.1.2.2.1.1 Occupation du sol pour un BV urbain

L’occupation du sol du BV conditionne fortement la transformation pluie-débit. Le paramètre principal est le taux d’imperméabilisation du BV (ImpBV, sans dimension), rapport entre la superficie imperméabilisée sur le BV et la superficie totale du BV. On précise généralement que la superficie imperméabilisée considérée est celle raccordée au réseau, la contribution au débit d’une surface non-raccordée étant a priori assez rare et en tout cas beaucoup moins fréquente que celle des surfaces raccordées. Par surfaces raccordées, on entend toutes surfaces dont l’évacuation du ruissellement vers le réseau d’assainissement est planifiée et organisée. Un parking dont le ruissellement s’évacue dans la pelouse adjacente n’est pas considéré comme raccordé.

Il existe différentes méthodes pour estimer ImpBV.

La méthode la plus rigoureuse semble être le planimétrage des surfaces imperméables sur un plan cadastral (échelle 1/200 à 1/2000). Cependant, toutes les surfaces imperméables ne peuvent être reconnues comme telles sur la vue seule d'un plan cadastral. Exemples : les descentes de garage, les parkings, les chemins piétons, les placettes... Il est donc nécessaire de confronter ce plan cadastral à une photo aérienne, complétée d'une visite sur le terrain. (et de reporter ces surfaces sur le plan cadastral).

Un certain nombre de méthodes d'imperméabilisation sont proposées dans la littérature technique. Nous ne retiendrons que la méthode statistique propre dans la brochure "méthodes d'estimation de l'imperméabilisation" éditée par le SIU.


En effet, c'est la seule méthode d'application relativement simple donnant des résultats assez précis. Le principe de la méthode consiste à superposer au document représentant le bassin versant une grille de points répartis de façon aléatoire, puis de compter les points positionnés sur une surface imperméabilisée.

Le coefficient d'imperméabilisation est obtenu par le rapport :

C = Nombre de points sur une surface imperméable

Nombre total de points

Evidemment, plus le bassin versant est important, plus l'estimation sera faible. Par ailleurs, la remarque du paragraphe précédent, concernant la photo aérienne et la visite sur le terrain conserve toute sa validité pour cette méthode.

Pour un projet d’aménagement simple et limité en superficie, ImpBV doit être estimé sur plan à partir du détail du projet.

On pourra retenir les valeurs moyennes suivantes pour ImpBV:

Habitations très denses ; centres-villes ; parkings 0,8 à 1

Habitations denses ; zones industrielles et commerciales

0,6 à 0,8

Quartiers résidentiels (habitat collectif) 0,4 à 0,6

Quartiers résidentiels (habitat individuel) 0,1 à 0,4

3.1.2.2.1.2 Longueur et pente hydrauliques La longueur hydraulique LBV (m) est définit comme le «chemin hydraulique» le plus long sur le BV en unité de temps. Ce chemin se dessine comme le trajet le plus long que suivrait une goutte de pluie sur le BV pour rejoindre l’exutoire.


La pente hydraulique IBV (%) du BV peut être estimée de différentes façons, en fonction de la méthode de calcul :

- pente moyenne entre le point haut et le point bas du BV,

- pente moyenne le long de la longueur hydraulique,

- pente moyennée sur différents tronçons : pour un bassin urbanisé dont le plus long cheminement hydraulique L est constitué de tronçons successifs LK de pente sensiblement constante IK, l'expression de la pente moyenne est la suivante :

Il peut y avoir des écarts importants entre ces différentes méthodes ; on recommande :

- dans le cas d’un BV de taille réduite (<0.5 ha) et de topographie homogène, de calculer simplement la pente moyenne le long de la longueur hydraulique ;

- dans le cas d’un BV plus grand ou moins homogène, d’identifier des tronçons homogènes et de calculer la pente moyennée.

3.1.2.2.1.3 Temps caractéristiques

Deux temps caractéristiques sont à retenir dans la transformation pluie-débit :

le temps de réponse (lag-time) trBV (h), qui caractérise le décalage de temps entre la pluie et le débit à l’exutoire. Il peut être estimé comme le temps entre le barycentre du hyétogramme et le barycentre de l’hydrogramme ;

le temps de concentration tcBV (h), qui représente le temps d’écoulement le plus long sur le BV (donc sur la longueur hydraulique). D'un point de vue pratique, le temps de concentration est souvent utilisé comme étant égale à la somme du temps de ruissellement en surface et du temps d'écoulement en réseau.

Ces temps caractéristiques varient d’un événement pluvieux à l’autre, mais dans la pratique on considère généralement des valeurs moyennes constantes.

Dans le cas ou l’on ne dispose pas de mesure, ils peuvent être estimés à partir de formules paramétriques les reliant à d’autres caractéristiques du BV, comme la pente, la longueur, le coefficient d’imperméabilisation, etc.

Pour le temps de concentration, la plus rigoureuse est celle basée sur un calcul de vitesse d’écoulement en amont du réseau (en surface) et dans le réseau.

Dans le cas d’utilisation de méthodes plus globales, on recommande d’en appliquer plusieurs, dans leur domaine d’emploi, puis de retenir une valeur moyenne qui généralement sera plus juste que la valeur d’une unique formule retenue arbitrairement.

2

BV I

K

K

I

LL


Cas d’un BV urbain

Le coefficient de ruissellement CrBV, définit comme le rapport lors d’un événement pluvieux entre le volume des débits et le volume de la pluie, est un paramètre clé de la transformation pluie-débit. Il est variable d’un BV à un autre, et sur un même BV d’un événement pluvieux à un autre. Cette variabilité illustre la dépendance du paramètre à beaucoup de caractéristiques du BV (occupation du sol, pente, etc.) et de l’événement pluvieux (hauteur et durée de la pluie, intensité maximum, durée de la période sèche précédent l’événement, etc.).

Figure 51 : Exemple de variabilité de CrBV en fonction de la hauteur de pluie de l’événement (échantillon de 850 événements pluvieux mesurés sur un BV de 13ha de type résidentiel individuel à Nantes, France)

En pratique dans les calculs, il est rare de considérer CrBV variable en fonction de l’événement pluvieux (à moins d’avoir une information fiable sur cette variabilité). On cherchera plutôt une valeur moyenne. D’un point de vue qualitatif, on peut dire que :

- pour des périodes de retour non exceptionnelles (inférieures à quelques années), le coefficient de ruissellement montre une grande variabilité d’un événement pluvieux à l’autre, avec une moyenne inférieure au coefficient d’imperméabilisation. Pour les pluies les plus faibles de niveau 1, la part d’interception et d’infiltration peut introduire une grande incertitude comme l’indique la figure ci-dessus.

- pour des périodes de retour exceptionnelles, CrBV tend vers CimpBV et peut même le dépasser. L’ampleur du dépassement dépend du caractère exceptionnel de la pluie considérée et du type d’occupation du sol : les surfaces imperméabilisées non connectées et le sol naturel peuvent contribuer significativement au débit dans ces conditions.

Il n’existe malheureusement pas une relation fiable reliant CrBV à des caractéristiques du BV. Le choix de CrBV est fait par le chargé d’étude en fonction de son expérience locale et d’enquêtes de terrain. L’un des moyens est d’estimer la contribution des différents types de surface du BV, en distinguant les surfaces imperméabilisées raccordées (CimBV), les surfaces imperméabilisées non raccordées (Cimp_nrBV) et les autres surfaces, dites naturelles (CnatBV).


Exemple de lien entre le coefficient d'imperméabilisation et le coefficient de ruissèlement.

durée \ T ~1 mois

Niveau 1

~1 an

Niveau 2

~ 20 ans

Niveau 3

~ tcBV (<1h) 0,7.CimpBV 0,8.CimpBV 0,9.CimpBV

plusieurs heures

0,8.CimpBV 0,95.CimpBV CimpBV + 0,2.Cimp_nrBV

24 heures 0,9.CimpBV CimpBV +

0,2.Cimp_nrBV CimpBV + 0,3.Cimp_nrBV

+ 0,1.CnatBV +

Figure 52 : Estimation de CrBV avec la contribution des différentes surfaces du BV

(tableau validé sur un BV nantais, 13ha, peu pentu (<1,2%), résidentiel, CimpBV=0,37, Cimp_nrBV=0,08)

Le temps de concentration peut être calculé de la manière suivante :

Dans le contexte de l'hydrologie urbaine, le temps de concentration doit être considéré comme la somme du temps d'écoulement superficiel ts et du temps d'écoulement en réseau tr.

tc = ts + tr

ts est déterminé par des méthodes empiriques. La formule de Terstriep (1969) est un exemple de formulation obtenue :

ts = 1.92 L0.32 i-0.64 I-0.45

avec :

ts : temps d'écoulement superficiel (min)

L : plus long chemin hydraulique (m)

i : intensité de l'évènement retenu (mm/h)

I : pente du bassin versant (m/m)

tr peut être obtenu en utilisant les formules de calcul des écoulements à surface libre en conduite tr = L/v, L représente la longueur de canalisation parcourue et v la vitesse, qui peut être obtenue par la formule de Manning Strickler.

La combinaison de ces deux formulations permet de déterminer tc. Une méthode par itération est nécessaire compte tenu de la nécessité de recalculer i pour chaque nouvelle évaluation de tc.

Une autre estimation du calcul du temps de concentration peut se faire par la formule du service routier de Californie qui peut être utilisée pour les bassins urbains comme pour les bassins ruraux. Sa formulation est la suivante :

0,095. . . .

avec :


tc temps de concentration en mn

L longueur hydraulique en m

I pente suivant le parcours hydraulique en m/m

Cas d’un BV naturel

Sur des BVs naturels, le coefficient de ruissellement est aussi un paramètre important pour estimer les débits produits. Encore plus qu’en milieu urbain, sa variabilité est très importante et extrêmement difficile à appréhender. Il peut varier entre 0,1 et presque 1 en fonction de la superficie du BV (plus la superficie est réduite et plus localement il peut tendre vers 1), de la pente du BV (plus la pente est importante et plus il est fort), de l’occupation du sol, du contexte hydrogéologique (perméabilité du sol, niveau de la nappe phréatique, etc.).

En absence d’estimation de la part du chargé d’étude, les valeurs indicatives suivantes peuvent être retenues (à corriger éventuellement en fonction du prorata des types de surface et des classes de pente présents sur le BV) :

CrBV

Couverture végétale

Morphologie Pente (%) Terrain sable

grossier

Terrain limoneux

Terrain argileux

Bois

presque plat

ondulé montagneux

IBV < 5

5 < IBV < 10

10 < IBV

0,10

0,25

0,30

0,30

0,35

0,50

0,40

0,50

0,60

Pâturage

presque plat

ondulé montagneux

IBV < 5

5 < IBV < 10

10 < IBV

0,10

0,15

0,22

0,30

0,36

0,42

0,40

0,55

0,60

Culture

presque plat

ondulé montagneux

IBV < 5

5 < IBV < 10

10 < IBV

0,30

0,40

0,52

0,50

0,60

0,72

0,60

0,70

0,82

Calcul du temps de concentration :


3.1.2.3 Evaluation du débit de pointe par les modèles globaux

3.1.2.3.1 Cas du bassin versant urbain

Deux méthodes sont présentées pour calculer à l’exutoire d’un BV un débit de pointe. Par ordre de simplicité, il s’agit de : la formule rationnelle et la formule de Caquot.

3.1.2.3.1.1 Formule rationnelle

C’est la formule la plus élémentaire de calcul d’un débit produit par un BV. Elle permet de calculer un débit produit sur une surface pour une durée de pluie et une période de retour données ; le débit calculé est un débit de pointe instantané :

QBV (T,d) = 2,78.CrBV.i(T,d).SBV

avec T : période de retour

d : durée sur laquelle est fait le calcul (min)

CrBV: coefficient de ruissellement du BV (sans dimension)

i(T,d) : intensité de la pluie (mm/h)

SBV : superficie du BV (ha)

QBV : débit produit (l/s)

Paramétrisation :

Il est nécessaire de choisir :

la durée d pour estimer un débit de pointe, cette durée doit être équivalente au temps de concentration tcBV, et donc généralement courte (<1h).

le coefficient de ruissellement, en tenant compte si possible de la durée d et de la période de retour T considérées.

L’intensité i est calculée avec les coefficients de Montana locaux pour la période de retour T et la durée d.

Intérêt/limite de la méthode :

L’intérêt de la méthode est sa grande simplicité d’expression et d’utilisation. Ces limites sont une représentation très élémentaire de la transformation pluie-débit (qui néglige par exemple les effets du transfert et du stockage hydraulique) et une forte sensibilité aux paramètres i et CrBV.

Domaine d’emploi :

En milieu urbain, elle est valable pour des BVs très simples de tailles réduites, plutôt imperméabilisés et avec un réseau amont sans points singuliers (confluence, coude,


etc.). Elle est par exemple très utilisée, à bon escient, pour dimensionner les réseaux d’assainissement routier.

3.1.2.3.1.2 Formule de Caquot

Formule « historique » utilisée en France, elle a été préconisée dés 1949 et confirmée dans l’Instruction Technique de 1977. Elle permet de calculer un débit de pointe produit par un bassin versant pour une période de retour donnée. Sa forme générale s’écrit :

QBV (T) = 1.IBV2.CrBV

3.SBV4

avec QBV : débit de pointe produit (l/s)

1, 2, 3 et 4 : coefficients de la formule

CrBV : coefficient de ruissellement du BV (sans dimension)

IBV: Pente du B.V. en (m/m)

SBV : superficie du BV (ha)

QBV : débit produit (l/s)

Paramétrisation :

IBV: pour un bassin urbanisé dont le plus long cheminement hydraulique L est constitué de tronçons successifs LK de pente sensiblement constante IK, l'expression de la pente moyenne est la suivante:

2

K

KBV

I

LL I

La valeur de CrBV est à fixer en en tenant compte de la période de retour et du temps de concentration.

Les coefficients 1, 2, 3 et 4 dépendent des caractéristiques du bassin versant, de la pluviométrie locale et de la période de retour T (cf. [Guide CERTU V&A] pour les détails). Ils ont été révisés depuis 1949 et 1977 ([ref Desbordes 1976 et 1984]) pour arriver aux expressions suivantes :

1=1000.[a.0,5 b.(M/2)0,84.b /6,6]1/(1+0,287.b)

2=-0,41.b/(1+0,287.b)

3=1/(1+0,287.b)

4=(0,507.b+1-)/(1+0,287.b)

avec le paramètre du coefficient d’abattement spatiale de la pluie (=SBV-).

On recommande de le prendre: = 0,05.

M (m/m) le coefficient d’allongement égal à : M = LBV/100/(SBV)½, avec 0,8 comme limite inférieure.

LBV : longueur du réseau du B.V. (m).


Cas des bassins versants en série ou en parallèle:

L’application de la méthode de Caquot à un ensemble de bassins versants hétérogènes placés en série ou en parallèle est délicate. Le tableau suivant fournit les caractéristiques du BV équivalent, avec lesquelles un nouveau calcul doit être mené :

Paramètres

équivalents

Seq Ceq Ieq Meq

(Attention aux unités)

Bassins

en série

Sj

SjSj Cj

2

Ij

LjjL

Sj 100

Lj

Bassins

en parallèle

Sj Sj

Sj Cj

Qpj

Qpj Ij Sj 100

max) (tc L

Attention, dans certains cas des anomalies de résultat peuvent apparaître : on recommande en particulier de bien vérifier dans le cas d’un groupement en parallèle que le débit de pointe du groupement reste supérieur au plus fort débit des diverses branches et inférieur à la somme des débits de pointe de ces mêmes branches.

Formulation du temps de concentration tcBV :

Une des originalités de la méthode est de ne pas faire apparaître explicitement une durée de pluie (égale au temps de concentration du BV). Ce temps de concentration est exprimé dans la formulation de la méthode, en se fondant sur des considérations théoriques d’écoulement en surface et en réseau :

tcBV (min) = 0.28.M0.84.IBV-0,41.SBV

0,507.QBV-0.287

Un des intérêts de cette formulation est de prendre en compte le débit QBV (a priori, plus le débit de pointe est important et plus le temps de concentration est réduit).


Cette formulation est toutefois utilisée uniquement dans la méthode de Caquot et fournit généralement des temps de concentration inférieurs aux moyennes des autres formules.

Domaine d’emploi :

Son domaine d’application doit être réduit par rapport aux pratiques antérieures. Nous recommandons notamment d’éviter les montages complexes de bassins en parallèle et en série (utiliser dans ce cas la méthode du réservoir linéaire dont le domaine d’utilisation est plus étendu, ou un modèle hydrodynamique détaillé). Les limites suivantes peuvent être retenues : BV de superficie <20ha, coefficient d’imperméabilisation >0,2 et de pente comprise entre 0,2% et 5%.

Intérêt/limite de la méthode :

Du fait de sa présence « historique » et de sa relative simplicité de mise en œuvre, la méthode est largement utilisée, uniquement en France, depuis plus d’un demi-siècle. Par rapport à la formule rationnelle, elle a comme intérêt de prendre en compte un effet de stockage sur le BV et de transfert dans le réseau. Elle est par contre encore plus sensible au paramètre CrBV et utilise implicitement un temps de concentration plutôt court par rapport à la moyenne des autres formules reconnues. La méthode de Caquot ne s’applique correctement qu’à des BV urbains homogènes et équipés d’un réseau d’assainissement sans ouvrages spéciaux.

3.1.2.3.2 Cas du bassin versant rural

Dans le cas d’un BV naturel, la transformation pluie-débit est encore plus complexe que sur un BV urbain :

- Les processus physiques de formation des débits sont plus variés qu’en milieu urbain, où le ruissellement sur les surfaces imperméabilisées est, sauf exception, le processus dominant ;

- Cette variété entraîne une plus grande variabilité dans la formation des débits, variabilité qui dépend de façon méconnue de nombreux paramètres et qui est propre à chaque bassin versant, voire à chaque événement pluvieux.

L’estimation des débits produits par des BV naturels est donc très difficile, avec des incertitudes supérieures à celles affectant les débits urbains.

Si le BV naturel est important et que les enjeux liés à l’estimation de ses débits sont forts, on recommande une étude hydrologique spécifique réalisée par un prestataire spécialisé. Une telle étude se basera généralement sur des modèles ou formules calés à partir de débits mesurés soit sur le BV, soit à défaut sur des BV voisins dont les observations seront transposées au BV d’intérêt.

En l’absence d’observations et dans leur domaine d’emploi, il est possible de présenter 3 formules simples d’estimation des débits sur un BV naturel :

Formule rationnelle :

C’est la même expression que celle utilisée pour les BV urbains (cf. §I.2.b). Il faut juste adapter la paramétrisation aux caractéristiques du BV naturel.


Pour estimer un débit de pointe, la durée d doit être équivalente au temps de concentration du BV. Pour estimer un volume de bassin de rétention, c’est plutôt des durées longues qui sont les plus critiques. L’estimation de CrBV est difficile et l’intensité i est calculée avec les coefficients de Montana locaux pour la période de retour T et la durée d.

Les intérêts et limites de la méthode sont les mêmes que sur des BV urbains, la sensibilité du calcul au paramètre CrBV étant encore plus gênante.

Son domaine d’emploi sur des BV naturels est plus large qu’en milieu urbain, elle est raisonnablement applicable jusqu’à des superficies d’environ 10 km2.

Formule CRUPEDIX :

La méthode développée par le CEMAGREF (1980-1982, [réf Fascicule CEMAGREF]) permet d’estimer le débit de pointe décennal. La formulation a été obtenue par une analyse statistique de mesures effectuées sur 630 bassins versants français de moins de 2000 km2:

Q10 = R.(Pj10/80)2.(SBV/100)0,8

avec :

Q10 : le débit instantané de pointe de fréquence décennale (m3/s)

R le coefficient régional

SBV : surface en ha.

Pj10 : les précipitations journalières de fréquence décennale (mm).

La méthode est applicable sur des BVs de moins de 2000 km2. L’incertitude de la méthode est grande : l’intervalle de confiance (moyen à l’échelle national pour l’échantillon considéré) à 70% est [2/3Q, 3/2Q] et celui à 90% est [Q/2, 2Q].

Formule SOCOSE :

Cette méthode est le résultat d’une synthèse menée par le CEMAGREF à partir de l’observation de 5000 crues sur 187 bassins versants ruraux de superficie variant entre 2 et 200 km2. Elle s’intéresse à 2 variables pour décrire la crue : le débit de


pointe décennal instantané (Q10) et la durée caractéristique de la crue du bassin versant (Ds). Derrière le calage statistique de la méthode sur l’échantillon d’observations, il y a un modèle classique : hyétogramme donné comprenant un coefficient d’abattement, fonctions de production (Soil Conservation Service des USA) et de transfert (hydrogrammme unitaire). Après le calcul d’une série de variables, elle fournit :

- le débit de pointe décennal de crue (Q10) ;

- la durée caractéristique de crue du BV Ds, caractéristique de la durée par temps de crue pendant laquelle le débit dépasse Q10/2 ;

- un hydrogramme de projet décennal, en fonction des caractéristiques du BV et en particulier du paramètre Ds ;

- il est possible de déterminer les crues pour des fréquences non décennales, entre 5 et 50 ans environ.

La méthode est particulièrement valable pour des superficies entre 2 et 200 km2. L’intervalle de confiance à 75% pour Q10 (moyen à l’échelle national sur l’échantillon d’observations considéré) se situe entre Q/2 et 2Q.


3.2 LES COLLECTEURS

Le collecteur est un ouvrage de transit des effluents en réseau d’assainissement. Ses objectifs sont :

Transporter les effluents le plus rapidement vers l’aval du réseau, Eviter les dépôts de Matières En Suspension (M.E.S.), Eviter au maximum les mises en charges pour ne pas déborder, Permettre le bon fonctionnement des ouvrages nécessaires à l’exploitation du

réseau (regard de visite, dessableur, chute, bassin, déversoir…).

Le dimensionnement hydraulique des canalisations d’assainissement fait l’objet depuis de nombreuses années de prescriptions réglementaires (IT 77) et de règle et de préconisations normatives (NF EN 752, NF EN 476).

La détermination de la section des canalisations se base essentiellement sur la capacité du collecteur à évacuer un débit maximal au régime permanent et uniforme et sur la nécessité de permettre l’autocurage des ouvrages à faibles débits. Les phénomènes de mise en charge des canalisations ou d’écoulement aéré tout comme les conditions de transport solides ne sont généralement pas considérés mise à part lors de certaines modélisations de réseaux.

De plus, la vérification de la mise en charge des réseaux, induite par des variations instables de la surface libre de l’écoulement ou l’augmentation du volume d’eau à véhiculer du fait de l’aération de l’écoulement sont généralement négligés. Il peut en résulter des risques de sous-dimensionnement des réseaux conduisant à sous-estimer les insuffisances hydrauliques et ainsi les risques d’inondations.

Globalement, ce chapitre a pour objectif de proposer une méthode de dimensionnement des canalisations d’assainissement à écoulement à surface en régime uniforme et permanent afin de garantir une performance hydraulique élevée.

Ce chapitre se décompose en plusieurs étapes :

Dimensionnement des canalisations à pleine section, Evaluation de la hauteur normale à surface libre, Prise en compte de l’air piégé dans les réseaux enterrés, Instabilité de la surface libre dépendant des différents ouvrages présents dans

le réseau, Prise en compte des ondes croisées en torrentiel, Prise en compte des écoulements aérés, Autocurage.


3.2.1 DIMENSIONNEMENT DES CANALISATIONS A PLEINE SECTION

3.2.1.1 Formules usuelles pour les canaux artificiels

3.2.1.1.1 La formule de Manning-Strickler

L’irlandais Robert Manning a proposé la formule suivante : 61

hRn

1C

Soit : 21

32

h IRn

1V

Le coefficient n est variable suivant la nature des parois du canal. La formule de Manning présente l’avantage d’avoir une forme monôme ce qui permet de faire des calculs plus simples et réalisables.

La norme NF EN 752, applicable aux réseaux d’assainissement, précise les valeurs actuellement utilisées comme variant de :

mm03,0 à mm3 pour sk dans la formule de Colebrook

131

70 sm à 131

90 sm pour K dans la formule de Manning-Strickler

Strickler a cherché à déterminer la valeur du coefficient n des formules de Manning en fonction de la dimension des matériaux constitutifs des parois du canal. Pour les parois (fond et berges) en matériaux non cohérents (terre non revêtue) il propose la formule suivante :

6

1

ss k

126

n

1K

ks : Rugosité de sable au sens de Nikuradsé.

La relation de Strickler n’est valable qu’en turbulent rugueux. Les écoulements en régime turbulent rugueux correspondent à des rugosités relatives respectant l’encadrement ci-dessous :

24 107107

Ce qui donne :

5.68RK8.31 61

hs


Exemple de limite de la relation de Manning-Strickler :

Limite inférieure

DN 300

Coefficient de Manning-Strickler : 60

Pente : 5%

Limite supérieure

DN 700

Coefficient de Manning-Strickler : 90

Pente : 10%

3.2.1.1.2 Formule de White et Colebrook

La formule de White et Colebrook est valable dans tout le domaine turbulent.

La loi de Darcy nous permet d’écrire : 21

211

2 iDf

gV

Colebrook donne l’expression de f :

fDVD

k

fs 51,2

7,3log2

1

Etape 1 : on combine dans

fDiDf

gD

k

fs

21

211

2

51,2

7,3log2

1

21

23

2

51,2

7,3log2

1

iDgD

k

fs

Etape 2 : on combine dans


21

21

21

23

2

51,2

7,3log22 iD

iDgD

kgV s

Pour passer de la section plein à un taux de remplissage inférieur à 100% on remplace le diamètre D par hRD 4

21

21

21

23

128

51,2

47,3log24 iR

iRgR

kgV h

hh

s

La formule à retenir est donc la suivante :

21

23

128

51,2

47,3log24

iRgR

kiRgV

hh

sh

Relation entre les coefficients sK et sk

Nous avons donc deux relations pour exprimer la vitesse de l’effluent dans une canalisation :

Manning-Strickler : 21

32

iRKV hs

Colebrook-White :

21

23

128

51,2

47,3log24

iRgR

kiRgV

hh

sh

En posant l’égalité des deux équations il est donc possible d’obtenir une relation plus précise donnant la valeur du coefficient sK en fonction de celle de sk .

21

23

21

32

128

51,2

47,3log24

iRgR

kiRgiRK

hh

shhs

Ce qui donne :

21

23

61

128

51,2

47,3log24

iRgR

kgRK

hh

shs


3.2.1.1.3 L’approche de la norme EN 752

L’application de la norme EN 752 se fait :

A section pleine,

Dans le domaine du turbulent rugueux puisque le terme du turbulent lisse de l’équation de Colebrook est négligé.

Le principe est le même que dans les paragraphes précédents, on pose l’égalité des vitesses entre Manning-Strickler et Colebrook-White


2

4i

DKV

Colebrook-White : 21

102

1

7,3log22 i

D

kDgV s

On obtient une relation entre le coefficient de rugosité de Colebrook sk et celui de

Manning-Strickler K .

s10

61

s k

D7,3log

D

32g4K

La norme NF EN 752 précise les valeurs actuellement utilisées comme variant de :

mm03,0 à mm3 pour sk dans la formule de Colebrook

131

70 sm à 131

90 sm pour K dans la formule de Manning-Strickler

Le tableau ci-dessous représente le coefficient de Manning-Strickler calculé avec la relation « corrigée » de l’EN 752 en fonction de la rugosité de sable supposées

Diamètres

Rugosité sk (m) 100 mm 300 mm 500 mm 800 mm 1000 mm 1500 mm 2000 mm

5103 134 125 120 104 116 110 107

4101 117 110 107 104 102 99 97

4105 94 91 89 88 86 84 83

3101 84 83 82 80 80 78 77

3104,1 79 79 78 77 76 75 74

3103 69 70 70 69 69 68 67

Remarque : Le calcul du coefficient d’écoulement de Manning-Strickler sur la base d’une rugosité de sable supposée inférieure à 4105 conduit à surestimer les débits calculer de 20 à 40% pour une section de canalisation donnée.


3.2.2 EVALUATION DE LA HAUTEUR NORMALE

3.2.2.1 Calcul classique

Nous avons deux relations pour exprimer la vitesse de l’effluent dans une canalisation en fonction de la hauteur :


32

iRKV hs

Colebrook-White :

21

23

128

51,2

47,3log24

iRgR

kiRgV

hh

sh

(Voir cours HSL)

3.2.2.2 Prise en compte de la compléxité de l’écoulement : approche de camp

La rugosité hydraulique est le terme que l’on associe aux frottements du fluide sur les parois de la conduite si les frottements sont supposés répartis uniformément. Cependant, les frottements entre la paroi et le fluide varient en fonction de la hauteur, conduisant à une variation de la rugosité hydraulique avec la hauteur d’eau.

En 1946, Camp a démontré expérimentalement qu’il existait une relation étroite entre la hauteur et la rugosité, pour des conduites circulaires, et a établi une courbe théorique liant la rugosité hydraulique, à la hauteur et la rugosité de la conduite :

hf

KK s

sh

shK est la rugosité hydraulique

sK la rugosité de la conduite

f la fonction associée à la courbe expérimentale de Camp.


0

0.2

0.4

0.6

0.8

1

1.2

0 0.1 0.2 0.3 0.4 0.5 0.6 0.7 0.8 0.9 1

Débit/débit pleine section

h/D

Q MS

Q MS corrigé

Il a, par la suite, établi une relation empirique associée à cette courbe expérimentale qui est la suivante :

432

D

h27.3

D

h79.7

D

h86.6

D

h30.204.1hf

Depuis cette époque, plusieurs études (numériques en particulier, Zaghloul, 1997) ont été faites afin d’obtenir la relation ayant une correspondance la plus proche possible de la courbe expérimentale. Les relations les plus exploitées sont les suivantes :

Zaghloul (1997)

5432

4909.74963.232574.277108.144616.39987.0

D

h

D

h

D

h

D

h

D

hhf

Wong et Zhou (2003) 2.22.1 2005.01f

Ces différentes valeurs ont une correspondance plus ou moins importante avec la courbe expérimentale. Ceci illustrée ci-dessous.

Valeur du coefficient de régression

Rang Référence R2

1 Wong et Zhou (2003)

0.996

2 Zaghloul (1997) 0.978

3 Camp (1946) 0.926

La relation de Manning Strickler est, par conséquent, la suivante :

21

32

hsh iRhKV

Exemple Comparaison des débits


En ce qui concerne les vitesses, l’allure de la courbe reste globalement similaire à celle initiale de Manning-Strickler même si elle est plus aplatie au niveau du maximum. On observe un décalage du maximum de 80% pour la courbe sans correction vers 92% pour la courbe corrigée. L’écart entre les deux modèles est très significatif pour les taux de remplissage compris entre 30% et 80%

On remarque au niveau des débits la courbe obtenue par le facteur correctif est « similaire » à celle de la formule de Manning-Strickler « pure ». Le maximum est cependant décalé, il se situe aux environs de 98%.

3.2.2.3 Incidence des ouvrages singuliers

Les pertes de charges dans une canalisation ne peuvent se limiter aux seules pertes de charges linéaires dans les parties droites de l’ouvrage. Les points singuliers contribuent également de façon notable à la perte d’énergie hydraulique. Deux approches peuvent être adoptées, comme le prévoit l’EN 752 :

La prise en compte globale des singularités par l’adoption de coefficients d’écoulement adaptés les intégrants,

La sommation des pertes de charges linéaires et singulières.

3.2.2.3.1 La prise en compte globale

Le principe est basé sur l’adoption d’une rugosité opérationnelle. Cette approche consiste à déterminer un coefficient représentatif de la canalisation dans son ensemble. A titre d’exemple, les valeurs1 retenues en Allemagne sont mentionnées dans le tableau ci-dessous.

Type de canalisation Rugosité de sable de Colebrook (mm)

Collecteur d’assainissement avec regards 0.50

Collecteur d’assainissement avec regards et avec cunette 0.75

Collecteur d’assainissement avec regards spéciaux 1.50

3.2.2.3.2 Sommation des pertes de charges linéaires et singulières

Les pertes de charges singulières s’expriment sous la forme g

VKH s 2

2

où :

sH : La perte de charge singulière

K : Le coefficient de perte de charge singulière

V : La vitesse de l’effluent

g : L’accélération de la pesanteur

Les coefficients K de perte de charges dépendent du type de singularité et ont été établis pour :

Les expansions et les contractions du réseau

1 Rugosités opérationnelles selon l’ATV


Les coudes

Les jonctions

Les ouvrages d’accès (regards de visites ou boîtes de branchement

Différentes expressions ont été proposées prenant compte de manière plus ou moins détaillée les conditions d’écoulement. On trouvera en annexe le détail des différentes singularités énoncées et on donne en fonction des caractéristiques géométriques l’expression du coefficient K.

3.2.2.3.3 Pertes de charges singulières incluses dans le coefficient sK

3.2.2.3.3.1 Estimation de la longueur équivalente.

Détermination de la relation

L’objectif de ce paragraphe est de pouvoir estimer un ordre de grandeur des pertes de charges singulières par rapport aux pertes de charges linéaires dans un réseau d’assainissement

La perte de charge d’une canalisation rectiligne, de coefficient de rugosité Manning-Strickler sK , de longueur L , de rayon hydraulique hR et véhiculant un effluent à la

vitesse V est donnée par la relation ci-dessous :

LRK

VLI

hs

3

42

2

La perte de charge singulière est donnée par son expression générique :

g

VKHs 2

2

La longueur de canalisation induisant une perte de charge équivalente à une singularité de coefficient de parte de charge sinK est donc égale à

g

RKKL hs

2

342

sin


Perte de charge linéaire équivalente : DN=350

De manière générale, on observe une augmentation de la perte de charge linéaire correspondante lorsque le taux de remplissage augmente. Celle-ci étant liée directement à la vitesse, cela signifie que lorsqu’elle augmente dans une canalisation, la perte de charge singulière au niveau par exemple d’un regard d’accès augmente.

Il est intéressant aussi d’avoir à l’esprit l’ordre de grandeur que génère une perte de charge singulière au niveau d’un regard d’accès. Plus on considère que la canalisation a un coefficient de Manning-Strickler élevée, plus la perte de charge linéaire correspondante est élevée pour un même taux de remplissage.

3.2.2.3.4 Estimation du coefficient 'sK équivalent.

Cherchons à déterminer le coefficient 'sK équivalent pour :

Un tronçon de longueur L, dont la perte de charge linéaire est donnée par

la relation : LRK

VPDC

hs

l

3

42

2

Un regard (point singulier) dont la perte de charge est donnée par :

g

VkPDC s 2

2

La perte de charge globale est donc : 34

2

2'

1

hs

sltot

R

LV

KPDCPDCPDC

34

2

2'

2

342

2 1

2hshs R

LV

Kg

Vk

RK

LV

342'3

42

1

2

1

hshs R

L

Kgk

RK

L

0

50

100

150

200

250

10 20 30 40 50 60 70 80

Taux de remplissage en %

Lo

ng

ue

r d

e c

an

ali

sa

tio

n

en

m


342'3

42

342 1

2

2

hshs

hs

R

L

KgRK

RKkgL

342

2'

2

2

hs

ss

RKkgL

gKLK

De manière générale il est important de comprendre les implications hydrauliques lorsque l’on choisit le coefficient de Manning-Strickler pour dimensionner son réseau d’assainissement :

La validité des équations utilisées L’équation de Manning-Strickler n’est valable que dans le domaine des écoulements turbulents rugueux. On a vu dans les analyse du domaine de validité que plus on choisit un coefficient sK élevé plus le domaine de

validité de Manning-Strickler se réduit. Les calculs ainsi réalisé s’écartent sensiblement de la réalité.

La perte de charge singulière Si l’on considère qu’avec une canalisation ayant un fort coefficient de Manning-Strickler sK il est possible mathématiquement de faire passer plus

de débit dans un même DN ou le débit projet dans un DN plus petit c’est négliger fortement l’impact au niveau des pertes de charges singulière. Celle-ci étant proportionnelle au carré de sK et au rayon hydraulique hR à

la puissance 34 , la perte de charge engendrée risque d’être non

négligeable comparée à la perte de charge linéaire.

La mise en charge Une attention toute particulière doit aussi être apportée dans les canalisations d’eaux pluviales ou unitaires dans lesquelles les matières en suspensions sont en quantité importante et peuvent conduire à des dépôts. Leur présence et leur remise en suspension sont susceptibles de créer des fermetures de l’écoulement pouvant conduire à la mise en charge de la canalisation et à l’augmentation significative de la hauteur d’eau dans les regards.

Il est intéressant de prendre aussi en compte la « directive de la DDE publiée par Eric Giroult, IGPC, le 17 janvier 2002 alertant les différentes subdivisions des services de l’Etat et des collectivités territoriales sur les communications marketing des différents fabriquant de tuyaux, je cite : « contre les publicités mensongères annonçant des coefficients K de Strickler fallacieux. ». Il y est préconisé de faire les calculs conformément aux valeurs recommandée par l’EN 752 c'est-à-dire de rester dans l’intervalle 9070 sK . A titre d’information les normes SIA de la Suisse

imposent de ne pas dépasser la valeur 85sK


3.2.3 PRISE EN COMPTE DE L’AIR PIEGE DANS LES RESEAUX ENTERRES : MODELE DE LAUTRICH

Dans le cadre de conduite fermée, partiellement remplies à plus de 50% de hauteur (taux de remplissage), on peut tenir compte de la présence de l’air par la formule de Thormann. Cette formule a été par la suite des travaux de Franke et H. Schmidt, combinée avec la formule de Prandlt-Colebrook et sa simplification a permis de l’employer dans la pratique avec une précision suffisante (reprise dans la publication de Lautrich)

Dans le cas de sections remplies à plus de 50%, on peut tenir compte de l’air en

canalisation fermées, en adoptant une valeur 'R du rayon hydraulique d’après Thormann et Lautrich. La résistance de l’air provoque une diminution de V et l’on peut écrire :

D

h21cos2 1

2sinDb

On définit le facteur de correction de la manière suivante :

Si 5.0D

h alors 0

Si 5.0D

h alors

150

51055103

Dh

Dh

Le périmètre mouillé corrigé s’écrit donc :

2sin

2' D

DbPP ww

Le rayon hydraulique corrigé s’écrit alors : ''

w

fh P

AR

Où :

'hR : Rayon hydraulique modifié

'wP : Périmètre mouillé modifié

'V : Vitesse diminuée par le frottement de l’air

b : Largeur de l’écoulement en surface

: Facteur de correction

b : Accroissement du périmètre mouillé

D

h : Taux de remplissage

: Angle relatif au taux de remplissage


En se basant sur la relation de Colebrook avec le rayon hydraulique il est possible de remplacer aussi dans cette formule hR par '

hR . Les représentations graphiques ci-

dessous sont uniquement basées sur la formule de Manning-Strickler.

Comparaison des vitesses

Vitesse théorique :

Vitesse corrigée :

Comparaison des débits

Débit théorique

Débit corrigé :

On remarque au niveau de la vitesse que le maximum est atteint plus tôt au niveau du taux de remplissage (70%). En ce qui concerne le débit, de part la formule utilisée, la divergence commence à partir d’un taux de remplissage de 50%. Ce qui est à noter de façon plus particulière, et c’est la raison principale pour laquelle le correctif de Lautrich a été adopté dans le guide de l’ASTEE, c’est qu’il existe maintenant une bijection entre le taux de remplissage et le débit transporté.


3.2.4 PRISE EN COMPTE DES CONDITIONS D’ECOULEMENT

3.2.4.1 Le phénomène physique

Une faible perturbation de l’écoulement peut suffire à créer une « fermeture brusque » du flux ; de créer un « choc » générant ainsi une mise en charge de la canalisation. Physiquement nous avons une transition brusque de l’écoulement à surface libre à l’écoulement en charge. Ce phénomène se produit par exemple à l’aval d’un regard lorsque l’écoulement est proche de la pleine section.

La mise en charge brusque ou son phénomène inverse peut être modélisée avec les données de Sauerbrey (1969) à condition que les conditions initiales et finales soient uniformes. La mise en charge de la canalisation se fait dans le sens du flux alors que sont phénomène inverse se produit à contre courant.

3.2.4.2 Impact des ouvrages sur les ondulations de surface : modèle de Sauerbrey

On définit le débit relatif d’une canalisation par la relation suivante :

21

5gD

QqD

Avec :

Dq : le débit relatif de la canalisation

Q : Le débit dans la canalisation

D : Le diamètre de la canalisation

g : l’accélération de la pesanteur

3.2.4.2.1 Pente limite en fonction du débit relatif

Pour des pentes %8.0i :

La fermeture de l’écoulement ne se produisait jamais lorsque 36.0Dq

La fermeture de l’écoulement se produit lorsque 70.0Dq

La figure ci-dessous illustre la valeur de la pente limite 000

choci pour des

canalisations subissant des chocs en fonction du débit relatif Dq .


De ce graphique HAGER propose d’utiliser la relation suivante pour %8.0i

36.05.20000 Dchoc qi

3.2.4.2.2 Taux de remplissage en fonction de la pente limite

Sauerbrey a montré que la mise en charge d’une canalisation est systématique pour des canalisations remplies au-delà de 92% quelque soit la pente. Il a établi une relation entre les taux de remplissage conduisant à la fermeture de l’écoulement et la pente du réseau.

Plus la pente augmente, plus le taux de remplissage limite diminue et pour les taux

de remplissage tels que 92.055.0 D

hy , la relation suivante peut être utilisée :

00092.0 chociy

Avec 03.0 pour les phénomènes de fermeture de l’écoulement. Pour les valeurs de 00

012choci , les effets de chocs semblent diminuer.

La figure ci-dessous illustre la relation entre la pente limite que l’on nomme 000

choci

pour des canalisations subissant des « chocs » correspondant au taux de remplissage Dhy /

000

choci

Dq


3.2.4.3 Impact du régime d’écoulement sur les ondulations de surface : modèle de Hager

Ce modèle prend en compte les ondes croisées se développant à la surface libre dans le cas des écoulements fortement torrentiels.

En définissant le paramètre de la façon suivante :

g

KDi s

61

21

Avec :

i : La pente de la canalisation

D : Le diamètre intérieur de la canalisation

sK : le coefficient de Manning-Strickler

g : L’accélération de la pesanteur

Hager indique que pour prévenir la mise en charge de l’écoulement :

Pour 5 , le ratio de remplissage doit être inférieur à 80%

Pour 10 , le ratio de remplissage doit être inférieur à 70%

000

choci


3.2.5 LES ECOULEMENTS AERES

3.2.5.1 Description des phénomènes

Les écoulements d’assainissement en « pente très forte » peuvent être sujets à d’auto-aération, c’est-à-dire que l’effluent à considérer n’est plus diphasique mais bien un mélange air-eau plus ou moins homogène. Ce phénomène appelé aussi eau blanche est dû à la turbulence du fluide qui est capable d’éjecter des particules. Bien que ces conditions d’écoulement ne correspondent que rarement à celles rencontrées dans les réseaux d’assainissement classique (pente de l’ordre de 3‰), il ne faut pas négliger son impact pour des conditions de mise en œuvre lorsque les pentes commencent à être supérieures à 5%.

La naissance d’un écoulement aéré se produit généralement lorsque la caractéristique de rugosité 8

Le débit d’un écoulement aéré mQ est la somme du débit d’eau wQ et du débit d’air aQ

, de ce fait l’espace correspondant pour le faire transiter dans la canalisation doit être supérieur à celui du flux de l’effluent seul. La hauteur d’eau du débit aéré mh est

supérieure à h , celle correspondant au débit de l’effluent pur.

3.2.5.2 Relations expérimentales

La figure ci-dessous montre en fonction de la valeur de la caractéristique de rugosité

8 , l’évolution du taux de remplissage du débit aéré D

hm en fonction du taux de

remplissage pour l’effluent pur D

h

D

h


Pour les écoulements aérés, la relation donnant la hauteur d’eau aérée mh en

fonction de la hauteur d’eau du même débit pour l’effluent pur h peut être approximée pour hhm

910

32

4

1

D

h

D

hm

En incérant la caractéristique de rugosité dans l’équation précédente, celle devient donc :

9103

2

61

21

4

1

D

h

g

KDi

D

h sm

91

91

31

32

91

31

4

1

D

h

g

KDi

h

h sm

Ce qui donne finalement

31

312

4

1

g

hKi

h

h sm

Le rapport de mélange dépend donc significativement du coefficient de rugosité, un peu de la pente limite et quasiment peu de la hauteur d’eau

3.2.5.3 Exemple

Soit les données projet suivantes :

Un débit 137.1 smQ

Un diamètre intérieur mD 9.0

Un coefficient de rugosité : 131

801 smn

K

Une pente %40I

Quelle est le taux de remplissage occupé par l’effluent dans la canalisation ?

3.2.5.3.1.1 Etape 1 : Calcul de la hauteur d’eau h en utilisant Manning-Strickler

Le taux de remplissage que l’on obtient se situe à 25.5% ce qui donne une hauteur d’eau mmh 230

3.2.5.3.1.2 Etape 2 : Calcul du coefficient

g

KDi s

61

21


87,1581,9

9,0804,0 61

21

8 , l’écoulement est donc considéré comme aéré.

3.2.5.3.1.3 Etape 3 : Calcul de mh la hauteur d’eau du mélange

31

312

4

1

g

hKi

h

h sm

31

312

4

1

g

hKihh s

m

mhm 312,081,9

23,0804,0

4

123,0

31

312

La hauteur d’eau du mélange aéré est estimée à mmhm 312

3.2.5.3.1.4 Etape 4 : Contrôle du taux de remplissage

Avec la hauteur d’eau calculée à l’étape 3 nous obtenons un taux de remplissage de :

%7,34900

312

D

hm

Ce taux de remplissage est inférieur à la limite des 60%


3.2.6 L’AUTOCURAGE

3.2.6.1 Introduction

L’autocurage est l’aptitude d’une conduite d’assainissement à transporter les écoulements qu’elle reçoit sans s’encrasser. L’objectif de ce type d’étude consiste généralement à dimensionner la pente et les caractéristiques de forme à associer à une conduite.

En pratique, un bon autocurage impose que la capacité de transport des particules solides soit suffisante pour éviter leur dépôt et leur sédimentation ou pour assurer leur reprise lors d’un cycle journalier ou d’un événement pluvieux. Plusieurs paramètres ont été utilisés dans différents pays et à différentes époques pour établir les conditions minimales censées assurer l’autocurage des réseaux unitaires et séparatifs :

La pente : c’est le critère le plus simple.

La vitesse : c’est le critère le plus souvent employé, il existe de très nombreuses valeurs limites dans la littérature et c’est le critère proposé par l’instruction technique de 1977 (IT 77-284).

La contrainte de cisaillement : c’est le critère le plus scientifiquement fondé mais sa mise en œuvre est plus délicate.

En pratique, les observations de terrain et les études théoriques des différents paramètres proposés montrent que l’application des critères de vitesse minimale ou de contrainte de cisaillement minimale conduisent à des pentes surdimensionnées pour les conduites de 500DN , et à des pentes sous-dimensionnées pour les conduites de plus grands diamètres.

On constate également que les critères de pose des canalisations et les conditions des travaux de génie civil prennent souvent le pas sur les critères d’autocurage.

Ce chapitre a pour objectif de présenter différentes méthodes de calcul de critères d’autocurage en apportant un « éclairage technique » entre autres sur la contrainte de cisaillement en s’appuyant sur le transport solide en rivière.

3.2.6.2 L’autocurage à travers la contrainte de cisaillement

3.2.6.2.1 Définition

Le débit solide est le volume de matériaux granulaires transportés par le courant par unité de temps. Il s’exprime en m3/s. Pour une vitesse donnée, le cours d’eau a une capacité de transport solide, liée à l’énergie de l’eau. Le cours d’eau transporte toujours autant de matériaux qu’il est capable d’en transporter, à condition bien sûr que ces matériaux soient mobilisables sur place. "Mobilisable" est selon moi mieux que "disponible" : s'il y a un pavage (les fines sont emprisonnées sous des matériaux plus gros), des matériaux fins sont "disponibles" mais "mobilisables" uniquement s'il y a une crue déstructurant le pavage.

A chaque instant, l’écoulement est donc saturé en débit solide :

Charriage

Suspension


Le transport solide à proximité du fond est un phénomène intermittent (intermittence de la turbulence près du fond). Je retirerais donc les termes "à chaque instant" ci-dessus.

Ces deux points sont abordés ci-dessous.

3.2.6.2.2 Transports pour un écoulement faiblement chargé

On trouve deux points de vue pour caractériser la relation entre le mouvement de l’eau et celui du sédiment. L’approche française et l’approche anglo-saxonne.

3.2.6.2.2.1 L’approche française

3.2.6.2.2.1.1 Charriage

C’est le transport sur le fond d’un matériau non-cohésif (roulement, glissement ou saltation). Si le fond est constitue de matériaux mobilisables sous l’action d’une force, l’action du courant va provoquer leur arrachement et leur entrainement.

Si le matériau offre une cohésion : ntentrainemetarrachemen FF

Si le matériau n’offre pas de cohésion : ntentrainemetarrachemen FF

Lorsque la particule est en mouvement, la vitesse moyenne de la particule charriée reste bien plus faible que la vitesse moyenne du courant.

A retenir : Le charriage est en constante interaction avec le lit dans lequel a lieu l’écoulement. Il concerne plus particulièrement les sables, gravier, galets et blocs

3.2.6.2.2.1.2 Suspension

C’est le mouvement d’une particule au sein de l’écoulement, maintenue dans la colonne d’eau grâce à la turbulence. Une particule solide, sous l’action de son poids et en eau calme, tombera avec une vitesse W, fonction de son diamètre, et de la viscosité cinématique de l’eau. Mais si elle se situe dans un courant et que l’écoulement est turbulent, il est possible que la composante turbulente verticale de la vitesse de l’eau, dirigée vers le haut, soit supérieure à la vitesse de chute de la particule. Elle sera alors transportée vers le haut durant un certain temps, et dite en suspension. La vitesse des particules en suspension est très proche de la vitesse du fluide (voire égale).

A retenir : Les matériaux en suspension ont beaucoup moins d’interaction avec ceux du fond. « ils ne font que passer ». La suspension concerne plus particulièrement les sables, les limons et les argiles

3.2.6.2.2.2 L’approche ANGLAISE: Bed load et Wash load

Elle caractérise le transport en fonction de son impact sur la morphologie de la rivière. Elle utilise les notions de Bed load et de Wash load.

Bed load : charriage seul ou charriage + suspension les particules sont en contact + ou – longtemps avec le fond Formules de transport total


Wash load : matériaux dont la composition est plus fine que celle des matériaux

constituant le lit et qui sont transportés sans qu’il y ait interaction avec les matériaux du lit.

Le wash load n’a pas d’action sur la morphologie du lit.

Le wash load peut correspondre à un transport par charriage d’éléments fins dès lors que ce transport n’altère pas le milieu support (graviers et sables qui roulent dans les torrents à forte pente). Il existe aussi le terme suspended load en anglais qui correspond au terme français : suspension. Lorsque l’écoulement est très fort, il apparait un régime de transport qui peut être inclus dans le terme charriage : le transport par sheet flow. Le transport solide alors très intense se fait sur une couche d’une épaisseur égale à plusieurs diamètres de grains.

3.2.6.2.3 Mise en mouvement d’une particule

3.2.6.2.3.1 La contrainte au fond

Pour rendre compte de l’interaction entre le fond et l’écoulement, la plupart des auteurs ont fait appel a la notion de force tractrice ou de contrainte de cisaillement au fond (bed shear stress)

Une contrainte est une force divisée par une surface, est donc homogène a une pression et exprimée en pascals. On peut l’estimer en faisant un bilan des forces sur un volume infinitésimal dxdS délimité par deux normales aux iso-vitesses et un segment du fond dl :

En écoulement uniforme, la force de frottement sur le fond ( dxdlF 0 ) équilibre

la composante transversale de la force de pesanteur sinsin dxdSP .

L’angle étant généralement très petit, on peut poser I tansin .

On a ainsi : dxdldxdSIgPI 0

Soit : Idl

dSg 0

La contrainte moyenne sur la section de la rivière s’obtient facilement en intégrant l’équation ci-dessus le long du périmètre mouillé P :

P

IdSgdl 00


IRg h 0

3.2.6.2.3.2 Mouvement d’une particule reposant sur le fond

3.2.6.2.3.2.1 Le paramètre de Shields

Le transport solide est surtout étudié en rivière et les paramètres identifiés pour ce type d’écoulement sont difficilement transposable en l’état au niveau des conduites en assainissement

Cependant il est intéressant de comprendre que le modèle estime que le début de mouvement d’un grain de diamètre d initialement au repos se produit quand un paramètre adimensionnel * , appelé paramètre de Shields dépasse une certaine valeur relativement constante

d

iR

ws

hw

*

Shields a montré expérimentalement en 1936 que pour une granulométrie uniforme, la loi de mise en mouvement des grains pouvait s’exprimer par une relation entre

* : paramètre de Shields

*R 2 : le nombre de Reynolds du grain : d

VR **

*V est la vitesse de frottement près du fond iRgV hw

0*

est la viscosité de l’eau3

Cette expression faisant intervenir 0 en abscisse et en ordonnée n’est pas très

pratique. Aussi il est proposé la présentation de Yalin (1972) qui a transformé la

relation de Shields en une relation entre * et 3

1

2w

ws* gdd

. Cette relation est

représentée sur la figure ci-dessous :

2

*R est appelé aussi le nombre de Reynolds de frottement, ou nombre de Reynolds particulaire, par analogie avec le nombre de Reynolds de l’écoulement. 3 Il s’agit de la viscosité cinématique qui vaut

1261077,1 sm à O°C, 1261001,1 sm à 20°C. A ne pas confondre avec la viscosité

dynamique. L’eau étant un fluide newtonien, sa viscosité de dépend pas de la vitesse.


*d est exprimé en m

En supposant que 6.2w

s

, et en se plaçant à 20°C, la viscosité cinématique vaut

12610 sm , on remplace ces valeurs dans l’expression de *d , ce qui donne : dd 25000* . La figure ci-dessus montre donc qu’à 20°C, le matériau correspondant

au plus faible paramètre de Shields pour diamètre 0.8mm (sable).

Pour les problématiques en rivière, une classification pratique est proposée par Ramette dans le tableau ci-dessous :

Paramètre de Shields adimensionnel

Description des phénomènes

027,0* Le grain de diamètre d est au repos ; le fond est plat

047,0027,0 * Premiers mouvements mais insuffisants pour générer un débit solide

062,0047,0 * Le grain est charrié sur fond plat

25,0062,0 * Le grain est charrié par dunes

5,225,0 * Le grain est transporté par dunes en suspension

*5.2 Le grain est transporté en suspension sur fond plat

Les valeurs limites données dans ce tableau ou même dans le diagramme de Yalin-Shields sont approximatives car les conditions de détachement des grains sont fluctuantes du fait de la turbulence de l’écoulement. Elles sont utilisables lorsque la granulométrie est uniforme.

3.2.6.2.3.2.2 Son emploi en assainissement

Il n’y a pas de recommandation sur cette donnée en France. Pour les autres pays au niveau du cisaillement, la variabilité est grande elle aussi avec des valeurs par exemple de 1 à 1,50 N/m² en Suède et de 6,20 N/m² au Royaume Uni.


Ci-dessous les valeurs minimales des contraintes de cisaillement pour l’autocurage préconisées dans différents pays :

Source Pays Type de réseau

Contrainte minimale

N/m2

Condition d’écoulement

Lysne, 1969 Norvège Tous types 2,0 – 3,0 Section trapézoïdale

Lindholm Norvège Unitaires

Séparatifs

3,0 – 4,0

2,0

Scandiaconsult Suède Tous types 1,0 – 1,5 1,5 s’il y a du sable

Yao USA Pluvial

Eaux usées

3,0 – 4,0

1,0 – 2,0

Bischoff, 1976 Allemagne Tous types 2,5

Maguire Royaume-Uni

Tous types 6,2 Conduite pleine et demi-pleine

3.2.6.3 L’approche de l’INT 77-284

Selon l’INT 77-284, en système séparatif, l’autocurage des canalisations d’eaux usées est considéré comme assuré si les trois conditions ci-après sont remplies :

A pleine ou à demi-section, un tuyau circulaire doit assurer une vitesse d’écoulement de 0,70 m/s à l’extrême rigueur 0,50 m/s

Pour un remplissage de la conduite égal au 2/10, la vitesse d’écoulement doit être au moins égale à 0,30 m/s

Le remplissage de la conduite au moins égale au 2/10 du diamètre doit être assuré pour le débit moyen actuel

Il est toutefois précisé qu’il n’en reste pas moins que la capacité d’autocurage dépend aussi d’autres facteurs :

Rectitude de la pose et la qualité de l’entretien qui sont des facteurs favorables

Défauts de rectitude de pose et nature de l’effluent sont probablement avec d’autres facteurs plus ou moins connus à l’origine de la plupart des obstructions ou atterrissements. En particulier, l’expérience montre qu’il n’y a pas de corrélation étroite entre la pente et la probabilité d’obstruction.

En réseaux unitaires, l’INT 77-284 stipule que la pente des ouvrage devrait permettre pour des débits pluviaux atteints assez fréquemment, l’entrainement des sables, et pour le débit moyen des eaux usées, celui des vases organiques fermentescibles. On tend vers la satisfaction de ces conditions dans des ouvrages calculés pour l’évacuation du ruissellement de fréquence décennale en y réalisant :

Des vitesses de l’ordre de 0,60 m/s pour 1/10 du débit à pleine section


Des vitesses de l’ordre de 0,30 m/s pour 1/100 de ce même débit

Il est précisé que ces limites sont respectées toutes deux avec des vitesses à pleine section de l’ordre de 1m/s dans des canalisations circulaires.

3.2.6.4 L’approche de la norme EN 752

L’EN 752 indique que les conditions d’autocurage sont pour les canalisations de diamètre supérieur à 300 mm

Soit une vitesse de 0,7m/s atteinte au moins une fois par jour

Soit une pente minimale égale à DN

1, où DN est le diamètre nominal de la

canalisation en mm.

3.2.6.5 L’approche de l’ATV

La relation entre le diamètre D et la vitesse moyenne mV peut être exprimée par la

relation suivante :

DVm 55,05,0

Schütz (1985) et Hager recommandent pour des écoulements uniformes la formule empirique suivante :

mmDI

100

0min

On accorde une pente minimale :

De 0,1% pour un diamètre de 1000 mm

0,4% est suffisant pour un diamètre de 250 mm

Le tableau ci-dessous indique les vitesses et les pentes minimales pour une canalisation de diamètre D remplie à 50% pour éviter le dépôt de matière en suspension.

D[mm] 200 250 300 400 500 600 800 1000 1200 1400 1500 1600 1800 2000

1. smVm 0,50 0,52 0,56 0,67 0,76 0,84 0,98 1,12 1,24 1,34 1,39 1,44 1,54 1,62

%minI 0,20 0,16 0,15 0,14 0,14 0,14 0,13 0,13 0,12 0,12 0,12 0,12 0,12 0,11

Sander a travaillé sur une taille moyenne de particules autour de mmd 35,0 . De plus la détermination du ratio minimum de remplissage par des particules convient pour 10%, et la limite minimale de contrainte de cisaillement 0,8 N.m-2. Pour des conduites plus petites que D=1m, la pente recommandée pour éviter la sédimentation est donnée par la relation suivante :

mDI

2,100

0min

Pour les diamètres D>1m, la limite minimale absolue de 0002,1 convient d’être utilisée.



3.2.7 PROPOSITION D’UNE METHODE DE DIMENSIONNEMENT GLOBALE

3.2.7.1 Les paramètres de base (projet)

Q : Le débit

i : La pente d’écoulement

sk : La rugosité de sable équivalente

: La viscosité cinématique La viscosité cinématique d’un effluent d’assainissement peut être

prise à 126103.1 sm pour une température ambiante de 12°C (ATV 1988)

Un tableau avec différentes valeurs de sk est donné en annexe.

3.2.7.2 La détermination du régime hydraulique

En utilisant les relations suivantes

5

12

0

ig

QD

0

*

D

kk s

s

Q

D0*

vérifier que ** 30 sk

24 107107 D

ks

Si les deux conditions ci-dessus sont vérifiées alors la relation de Manning-Strickler peut être utilisée, sinon il faut utiliser la relation de Colebrook-White.

3.2.7.3 Détermination du diamètre

3.2.7.3.1 Diamètre du collecteur : D

Pour déterminer le diamètre théorique de la canalisation on utilise la relation inverse de Manning-Strickler ou de Colebrook.

3.2.7.3.2 Taux de remplissage en fonction de la pente limite

Le taux de remplissage à respecter doit être inférieur ou égal au maximum des deux valeurs ci-dessous

Max( 55.0D

h ; 00

003.095.0 iD

h )

Ces deux critères sont repris aussi dans le guide technique de l’ASTEE sur le dimensionnement hydraulique des canalisations.


3.2.7.3.3 Prise en compte de l’air piégé dans les réseaux enterrés : modèle de

Lautrich

3.2.7.3.4 Prise en compte de la compléxité de l’écoulement : approche de Camp

3.2.7.3.5 Diamètre commercial : DN

Une fois le diamètre théorique calculé, il est nécessaire de s’assurer que les conditions hydrauliques sont compatibles avec le DN commercial du tuyau choisi. Le choix du DN commercial devant obligatoirement se faire en tenant compte du Di (Diamètre intérieur) car tous les calculs utilisant la variable diamètre sont basés sur la « capacité hydraulique » donc le diamètre interne et non externe

Pour plus d’information sur la nomenclature DN et diamètre intérieur il faut se reporter au chapitre 4 de la norme EN 476 explicitant en détail les différences entre :

DN/OD Applicable surtout aux produits plastiques

DN/ID Applicable surtout à la fonte et au béton

Il est toujours pertinent à cette étape du projet de vérifier que les calculs se font toujours dans le domaine de Manning-Strickler si cette équation a été retenue pour le dimensionnement hydraulique de la canalisation.

3.2.7.3.6 Vérification des écoulements aérés

Point 1 : Calculer la valeur de la caractéristique de rugosité

Point 2 : Pour 8 , calculer mh la hauteur d’eau pour l’écoulement aéré

Point 3 : Contrôler le nouveau taux de remplissage par rapport aux conditions de fermeture de l’écoulement.

3.2.7.3.7 Vérification de la sécurité par rapport Impact du régime d’écoulement

sur les ondulations de surface : modèle de Hager

En fonction de la valeur de la caractéristique de rugosité, une sécurité peut être introduite :

Pour 5 , le taux de remplissage maximum ne doit pas dépasser les 80%

Pour 10 , le taux de remplissage ne doit pas excéder les 70%

3.2.7.3.8 Vérification de l’autocurage


3.2.8 ANNEXES

3.2.8.1 Valeurs de rugosité de peau

3.2.8.1.1 Tableaux issu de CARLIER

Matériau Nature de la conduite )(mmks

Acier Fortes incrustations 2.4 à 6.1

Incrustation généralisée 0.95 à 2.4

Email ou goudron à la brosse

0.37 à 0.95

Légèrement rouillé 0.15 à 0.37

Asphalte à chaud par immersion

0.06 à 0.15

Email centrifugé, neuf et lisse

0.01 à 0.06

Béton Centrifugé, neuf 0.03

Moulé, neuf et lisse 0.2 à 0.5

Moulé, neuf et rugueux 1.0 à 2.0

Fonte Neuve 0.1 à 1.0

Revêtement bitumineux 0.03 à 0.2

Revêtement ciment 0.03 à 0.2

Galvanisée 0.06 à 0.2


3.2.8.1.2 Tableaux issus de HAGER



3.2.8.2 Ouvrages d’accès au réseau




Débit à pleine section en litres par seconde pour une rugosité ks=2.5mm correspondant à Strickler de Ks =70, viscosité à 15°C

Autocurage Schütz Vitesse pleine section 1m/s

Autocurage Sanders

Vitesse pleine section 4m/s

D50 entre 2mm et 5mm (Laplace) Froude=1 pour (h/D=0.5)

D50 supérieur à 50mm (Laplace)


Ecoulement aéré

Débit capable en litres par seconde pour une rugosité ks=2.5mm correspondant à Strickler de Ks=70, viscosité à 15°C

Prise en compte de l’approche Lautrich dans le calcul de Rh et des ondulations de surface

Autocurage Schütz Vitesse pleine section 1m/s

Autocurage Sanders

Vitesse pleine section 4m/s

D50 entre 2mm et 5mm (Laplace) Froude=1 pour (h/D=0.5)

D50 supérieur à 50mm (Laplace)

Ecoulement aéré


3.3 LES DEVERSOIRS D'ORAGES

3.3.1 CONCEPTION – DIMENSIONNEMENT

De nos jours, on est amené à concevoir un déversoir d'orage dans 3 contextes principaux :

o Déversoir de tête d'une nouvelle STEP, o Ouvrages de régulation associés à des bassins de stockage et/ou dépollution

en réseau, o Réaménagement de déversoirs existants.

Dans les deux derniers cas de figure, l'ouvrage doit donc s'insérer dans un réseau déjà existant.

La conception porte sur les choix entre les diverses options, et notamment sur le mode de régulation. Elle est fortement contrainte par les spécificités du site, telles que l'encombrement du sous-sol, les cotes et pentes des ouvrages existants, les niveaux d'eau dans ces ouvrages l'exutoire…Dans le cas d'ouvrages comportant des organes mobiles, la conception peut également porter sur le test d'algorithmes de commande, en particulier vis-à-vis de critères relatifs aux flux polluants, mais ce cas de figure reste assez marginal.

Le dimensionnement porte habituellement sur des aspects purement hydrauliques, c'est-à-dire sur les capacités de transit sans déversement et d'évacuation de l'organe de dérivation. Concernant la capacité d'évacuation, il faut non seulement qu'elle soit assurée au niveau de l'organe de dérivation, mais aussi tout au long du cheminement jusqu'à l'exutoire. Il faut de plus qu'elle soit assurée sur une large gamme de débits d'entrée sans trop perturber le débit conservé.

Le comportement hydraulique d’un déversoir peut être caractérisé par la courbe de fonctionnement représentée à la suivante. Cette courbe permet d’apprécier et de quantifier le rôle hydraulique d’un déversoir.

Débit aval conservé

Débit amont Débit de consigne

Débit de consigne

Débit pour lequel le déversement commence

Courbe de fonctionnement réel

Courbe de fonctionnement idéal

Débit amont maximal

Augmentation par rapport au débit seuil

Figure 53 : Principe de fonctionnement hydraulique du déversoir d’orage

Le débit de consigne ou seuil est le débit amont à partir duquel l’ouvrage commence à déverser. Il peut donc représenter, par exemple :

o le débit maximum admissible à l’aval du réseau, o le débit d’alimentation de la STEP (équipée ou pas d’un bassin d’orage), o le débit des petites pluies (niveau 1) représentant le débit de protection du

milieu naturel.


La courbe de fonctionnement idéal représente le cas de régulation « parfait » dans lequel quel que soit le débit amont supérieur au débit de consigne, le débit conservé est égal au débit de consigne. Un déversoir performant aura tendance à approcher de cette courbe.

La courbe de fonctionnement réel représentée à la précédente nous montre qu’à partir du moment où le débit amont dépasse le débit de consigne, le débit aval va continuer à augmenter.

La caractérisation hydraulique d’un déversoir va donc se faire en calculant :

o le débit de consigne, o l’augmentation du débit aval par rapport au débit de consigne et ce pour un

débit amont maximal. Ce débit maximal est le plus souvent le débit de projet pour des pluies de niveau 2 ou 3 au sens Certu. Il peut, par exemple, correspondre au débit d’un événement pluvieux ayant une période de retour de quelques années (débit décennal par exemple).

Cette augmentation de débit peut plus facilement être caractérisée par le pourcentage d’augmentation du débit aval maximal conservé par rapport au débit de consigne, c’est-à-dire :

% %Débit aval conservé Débit de consigne

d'augmentation du débit maximal avalDébit de consigne

Plus ce pourcentage sera important et moins le déversoir sera performant. On peut admettre, au débit amont maximal, 20 à 40% d’augmentation du débit aval par rapport au débit de consigne.

Le dimensionnement d’un tel ouvrage commence par le choix du débit de consigne et du débit amont maximal en fonction des objectifs de protection (du milieu naturel, de la ville contre l’inondation…) qui doivent être assurés par le réseau d’assainissement.

Au débit de consigne, on dimensionne la géométrie de l’ouvrage de telle sorte qu’il n’y ait pas de déversement. Ce calcul se fait en fonction des pentes et des formes des sections des canalisations en amont, en aval et au niveau du déversoir en fonction des régimes d’écoulement (fluvial/torrentiel/transcritique) dans l’ouvrage.

Au débit amont maximal, on dimensionne la partie déversante de telle sorte que l’augmentation du débit aval soit au maximum de 20 à 40% du débit de consigne.

La connaissance du débit amont peut être issue de mesures ou de modélisation du réseau.

La détermination de la courbe de fonctionnement pour des ouvrages à configuration complexe est souvent nécessaire, et nécessitera la plupart du temps des mesures pour fixer les conditions aux limites. Sur des configurations simples, la détermination de la courbe de fonctionnement pourra selon le cas être réalisée simplement par l'application de formules reliant les hauteurs d'eau et les débits (ou "modèles 0D"), ou nécessiter une étude hydraulique plus approfondie. C'est notamment le cas pour les déversoirs longitudinaux, pour lesquels une modélisation 1D peut être requise.


3.3.2 DIMENSIONNEMENT DES DEVERSOIRS

Par rapport à la classification des déversoirs précédemment établie, l’organigramme suivant permet de faire le lien entre les déversoirs existants et le type de modèles actuellement disponibles :

Types d’organes de dérivation

DO sans seuil DO avec seuil

Orifice Leaping weir Vortex Latéral Curviligne Frontal Complexe

Modèle 0D Modèle 1D Modèle 3D

Figure 54 : Types d’organes de dérivation

Cette dénomination peu classique désigne ici des relations entre un tirant d'eau ou une charge hydraulique et une vitesse moyenne. Ces relations sont issues de considérations hydrauliques basiques et/ou de formulations empiriques de résultats expérimentaux. Il s'agit bien de modèles, résumant le comportement hydraulique des ouvrages étudiés en prenant en compte leurs caractéristiques. Ces modèles sont 0 D dans la mesure où aucune grandeur hydraulique n'est exprimée en fonction d'une variable spatiale. Leur domaine de validité est limité par les hypothèses simplificatrices qu'ils impliquent et par le domaine expérimental couvert par les formulations empiriques.

3.3.3 FORMULE D’ORIFICES

Les modèles utilisés reposent essentiellement sur la formule de Torricelli : V 2gh

V représente la vitesse et h le tirant d’eau amont.

Pour obtenir le débit, il faut prendre en compte :

un coefficient de frottement et de viscosité, de l'ordre de 0.96 à 0.99, un coefficient de contraction qui traduit la diminution de la veine liquide à la

traversée de l'orifice de section S. le fonctionnement hydraulique de l’orifice :

o Orifice complètement dénoyé: le niveau d'eau aval est en dessous du bord inférieur de l'orifice,

o Orifice noyé : le niveau d'eau aval est au-dessus du bord supérieur de l'orifice,

o Orifice partiellement noyé : le niveau d'eau aval est compris entre le bord supérieur et le bord inférieur de l'orifice.

l'épaisseur e de la paroi : celle-ci doit être plus petite que la moitié de la plus petite dimension transversale de l'orifice (par exemple le rayon de l'orifice s'il est circulaire).


Dans le cas où l’orifice est partiellement rempli, on utilise alors les relations de type seuil décrites dans le chapitre suivant.

Orifice complètement dénoyé :

Dans les cas pratiques, on emploie en général les formules suivantes en tenant compte que h représente la charge au centre de gravité de l’orifice :

pour un écoulement sans vitesse d'amenée : orifice dQ m S 2gh

pour un écoulement avec vitesse

d'amenée V0 : 2

0orfice d

VQ m S 2g h

2g

Comme valeur approchée pour le coefficient de débit dénoyé md, on peut prendre 0.6, pour tous les liquides, quelle que soit la forme de l'orifice. On peut considérer comme limites usuelles les valeurs 0.59 et 0.63. Pour des charges très faibles, on peut atteindre 0.7.

h3

h1 h2

V0 h

Vue en coupe d'un orifice noyé h3 > h2

Orifice partiellement noyé

On considère les orifices partiellement noyés comme divisés en deux parties, dont l'une est libre et l'autre noyée.

Pour un orifice rectangulaire de largeur L, le débit est alors donné par :

3 3

2 2dev 1 2 3 3 2 3 1

2Q m L h h 2gh m L 2g h h

3

Les valeurs de m1 et m2 sont mal connues, mais on peut les prendre égales à 0.60

h1

h2

h 3

Vue en coupe d'un orifice partiellement noyé


Orifice noyé :

Le débit à travers l’orifice est donné par :

2 2orifice n 2 1 2Q m S V 2gh V V

h est la différence de hauteur entre les niveaux amont et aval. V1 et V2 sont respectivement les vitesses moyennes amont et aval (elles peuvent être négligées dans une première approche). mn est le coefficient de débit de l’orifice noyé.

Weissbach a indiqué la formule : .n dm 0 986m avec md est le coefficient de

débit dénoyé.

h

V1 V2

Vue en coupe d'un orifice noyé

3.3.4 FORMULES DE LEAPING WEIR On distingue couramment deux types de forme de leaping weir : les rectangulaires et les paraboliques.

Quelle que soit la forme du leaping weir considérée, les conduites amont et déversé sont circulaires de même diamètre. On rappelle que le leaping weir ne peut être utilisé qu’en torrentiel avec un nombre de Froude supérieur à 1.5 pour le débit de consigne et pour le débit amont maximal.

3.3.4.1 Le leaping weir rectangulaire

En phase de dimensionnement, le calcul de la largeur de l’ouverture dans le radier se fait de la façon suivante :

Paramètres nécessaires :

Pour la canalisation amont :

Pour le déversoir :

D diamètre de la canalisation,

Ks rugositéausensdeStrickler,

Ilapenteducanalenm/m.

Qseuil :débitdeconsignedudéversoir.

Calcul de la hauteur normale à l'amont hseuil : seuil

seuil

hy

D

;

1/ 21/ 2

seuil seuily 0.926 1 1 3.11q

seuilseuil 1/ 2 8 / 3

s

Qq

K I D avecpourlimitedevalidité: seuily 0.95

Calcul de la largeur :


0.52

seuil seuilh hLargeur=2.D. -

D D

Lalongueurdel’ouverturepeutêtrecalculéeaveclarelation:

seuil roudeLongueur h .F ; . .

seuilroude 4

seuil

QF

gDh Avecpourcontrainte:0.1 yseuil 0.35

FroudereprésentelenombredeFroudepourledébitdeconsigne.

En phase de diagnostic, l’objectif est le calcul du débit de consigne et du débit déversé au débit maximal amont connaissant la largeur et la longueur de l’ouverture.

Le débit de consigne est calculé en utilisant la relation :

/ / 2

1 2 8 3 2 seuilseuil s seuil

7y3Q K I D y 1

4 12

avec :

seuilseuil

hy

D

;

0.52

seuil

D Largeurh = 1- 1-

2 D

Au débit maximal amont, le débit conservé est calculé avec la relation :

0.53

0.5

conservé seuil amont max2seuil

largeurQ 0,61. 2.g.h .Largeur.Longueur 0,14. Q

D.h

3.3.4.2 Le leaping weir parabolique

En phase de dimensionnement, le calcul de la largeur de l’ouverture dans le radier se fait de la façon suivante :

Paramètres nécessaires :

Pour la canalisation amont :

Pour le déversoir :

D diamètre de la canalisation,

Ks rugositéausensdeStrickler,

Ilapenteducanalenm/m.

Qseuil :débitdeconsignedudéversoir.

Calcul de la hauteur normale à l'amont hseuil : seuil

seuil

hy

D

;

1/ 21/ 2

seuil seuily 0.926 1 1 3.11q

seuilseuil 1/ 2 8 / 3

s

Qq

K I D avecpourlimitedevalidité: seuily 0.95

Calcul de la surface Sseuil par la relation : 23

seuil seuil seuil2seuil2

S y 4y4y 1

3 4 25D

Calcul de la vitesse amont pour le débit de consigne : seuilseuil

seuil

QV

S


Calcul du rayon hydraulique Rh.seuil par la relation : 0.80h.seuilseuil

R0.40y

D

Calcul du coefficient de Boussinesq Bseuil défini par : seuilseuil

h.seuil

VB

gR

Calcul de la hauteur hc.seuil définie par :

2seuil

c.seuil seuil 2 2seuil am

2Bh h

2B cos

avec δam la pente

en radian de la canalisation amont.

Calcul du paramètre βc.seuil défini par : c.seuil c.seuilD 2hcos

2 D

Calcul de la largeur :

c.seuilLargeur Dsin2

Le calcul de la longueur maximale d’ouverture se fait en utilisant les relations suivantes :

Si la pente amont est inférieure à 10% :

seuilmax seuil

2hLongueur .V

g

Si la pente amont est supérieure à 10%

seuilmax seuil seuil am

am

2hLongueur .V h tan

g.cos

Avec : am0,95665 0,001879 0,93349tan

Dans le repère (x,y) d’origine O, la forme de l’ouverture est définie par :

0.52

x

xmax

seuil

D 2yh = 1- 1-

2 D

hx longueur 1

h

Largeur

Longueurmax

x o

y

Forme de l’ouverture et localisation du repère

En phase de diagnostic, l’objectif est le calcul du débit de consigne et du débit déversé au débit maximal amont connaissant la largeur et la longueur de l’ouverture.

Le débit de consigne est calculé en utilisant les relations précédentes mais avec pour inconnue hseuil et Qseuil et pour variables initiales : largeur, longueurmax, D et δam.

Au débit maximal amont, le débit conservé est calculé avec la relation :

conservé conservé conservéQ .V .S


ε est un paramètre de correction déterminé par la relation :

amontmax

seuil

Q1.00909 0.10909 * 0.109008

Q

La vitesse conservée est calculée par la relation :

2concervé amontmax amontmax amV V 2g.h .cos avec Vamont max et hamont max calculés au régime

permanent et uniforme (relation de Manning-Strickler) au débit amont maximal.

On peut alors définir :

2

amontmaxc.amontmax 2 2

amontmax am

2Bh

2B cos

Avec : amontmax

amontmax

h.amontmax

VB

gR et

0.80h.c.amontmaxc.amontmax

R0.40y

D

et

c.amontmaxc.amontmax

hy

D

On peut alors calculer :

La surface Sc.amont max peut être calculée à partir de la relation : 23

c.amontmax c.amontmax c.amontmax2c.amontmax2

S y 4y4y 1

3 4 25D

On peut ainsi calculer :

amontmaxc.amontmax

c.amontmax

QV

S

Si la pente amont est inférieure à 10% : 2

maxconservé

c.amontmax

g.longueurh

2.V

Si la pente amont est supérieure à 10%

2max am

conservé 2c.amontmax max am

g.longueur .cosh

2.V 2.longueur .g.sin

On peut alors calculer :

2conservé conservé conservé conservé

1S .r Largueur.r .h

2 avec :

2conservé

conservéconservé

hlargeurr

8.h 2

et

conservé

Largeursin

2 2.r

.

3.3.5 FORMULES DE DEVERSOIR A CRETE

3.3.5.1 Déversoir frontal à seuil haut

Pour le déversoir frontal à seuil haut, c’est principalement la capacité d’évacuation de la conduite aval et la hauteur de crête qui déterminent la quantité de déversement.

Ce type de déversoir a deux modes de fonctionnements hydrauliques différents : dans les conduites amont et déversantes, l’écoulement est à surface libre tandis que la conduite aval a un écoulement en charge. Si le débit amont est inférieur à la


capacité d’écoulement à surface libre de l’étranglement, aucun débit n’est déversé. Sinon, l’étranglement inférieur se met en charge et on peut calculer le déversement de ce type d’ouvrage moyennant les hypothèses suivantes :

o le calcul est fait en régime permanent uniforme ou non uniforme pour la conduite aval déversée,

o il y a influence aval de la crête frontale sur la hauteur d’eau à l’amont, c’est-à-dire que le régime dans la conduite amont du déversoir est fluvial,

o la conduite déversante impose la hauteur d’eau au droit de la crête déversante (régime fluvial).

hs

Δz

Le

Ze Débit conservé

Débit déversé

Débit amont

Figure 55 : Vue en coupe du déversoir frontal à seuil haut.

Abréviations :

Ze : hauteur de l’étranglement

∆z : hauteur d’eau dans la branche déversante

∆H : perte de charge

Se : section de l’étranglement

λ : coefficient de pertes de charge linéaires

Le : longueur de l’étranglement

Ve : vitesse moyenne de l’écoulement dans l’étranglement

Rhe : rayon hydraulique de l’étranglement

hs : hauteur du seuil par rapport au fond

Le débit de consigne peut être calculé par la relation :

seuil

2g(hs Ze).RheQ Ve.Se Se.

Le

Lorsque le déversoir est en fonctionnement, le débit amont est la somme du débit aval et déversé : amont aval déverséQ Q Q

La hauteur d’eau dans la branche déversante ∆z permet de calculer, moyennant l’hypothèse du régime permanent et uniforme ou non uniforme, le débit déversé.

La perte de charge peut être calculée par : H = hs - Ze + z

Ce qui permet de calculer le débit aval : aval

2g. H.RheQ Ve.Se Se.

.Le

avec

2Ve LeH

8g.Rhe

On reconstitue ainsi le débit amont.


3.3.5.2 Déversoir frontal à seuil bas

Le fonctionnement hydraulique d’un déversoir frontal à seuil bas s’apparente au fonctionnement des seuils. On distingue plusieurs cas selon la forme du seuil déversant, la configuration et la contraction éventuelle de la nappe déversante. D’un point de vu hydraulique, il est important de garantir un écoulement fluvial à l’amont du déversoir pour rendre applicable l’ensemble des formules disponibles.

On distingue les déversoirs avec et sans contraction latérale rectangulaire et les seuils de jaugeage.

Sans contraction latérale à crête mince

La largeur de la crête correspond à la largeur du canal amont.

De nombreux auteurs proposent des formules différentes telles que : Bernoulli, Weissbach, Poleni, Bazin, la SIA (Société suisse des Ingénieurs et Architectes), Rehbock et Kindsvater. La formule établie par KINDSVATER et CARTER en 1957 est retenue en priorité par l’Association Française de Normalisation.

Voir cours HSL.

Avec contraction latérale à crête mince

Dans ce cas, le seuil n’occupe qu’une partie de la section, et on utilise les formules utilisées pour le calcul du débit des déversoirs à seuil mince, sans contraction latérale, mais avec des coefficients et des limites différents.

Déversoirs épais

Le seuil est à crête épaisse si amont2Hc

3 avec amont

2

amont 0

VH h

2g et c l’épaisseur de

crête. Pour le cas des seuils épais, la relation de Bazin est couramment utilisée :

déversé 0 0Q 0,385Lh 2gh

h0 : hauteur de la ligne d’eau en amont par rapport au seuil (m)

L : largeur du seuil (m)

On peut également utiliser Rao et Shulka :

déversé 0 0Q mLh 2gh

En calculant m par interpolation linéaire à partir des valeurs :

h0 m

h0>0,08c (c : épaisseur de crête) 0,66(0,265 + 0,011 h0/c)

c> h0>0,08c 0,66(0,290 + 0,027 h0/c)

1,60c > h0> c 0,66(0,318 + 0,033 h0/c)

h0>1,60c 0,66(0,336 + 0,044 h0/c)


3.3.5.3 Déversoirs latéraux à seuil bas

Les principaux modèles 0D disponibles supposent que le long de la crête déversante le régime d’écoulement ne change pas. Il est soit entièrement fluvial ou torrentiel. De plus, ces relations ne sont valables que dans le cas des déversoirs latéraux :

o sans entonnement, o à hauteur de crête constante, o avec une crête alignée avec l’écoulement amont.

Cas d’un écoulement fluvial dans le déversoir :

Formule de Uyumaz et Muslu et réactualisé par Hager :

Cette formule est valable pour les déversoirs dont la canalisation amont est de forme circulaire :

. . .

, , . , .

32

déversé d m

am avm

20

d

Q C 2g h L

h hh

2FL

C 0 40 0 01 0 188D L D

, ,

,

0

w0 24 0 56

DL

1 3 4D

F 2

L : Longueur du déversoir

hav : hauteur de la ligne d’eau à l’aval par rapport au seuil (m)

ham : hauteur de la ligne d’eau à l’amont par rapport au seuil (m)

D : diamètre du collecteur amont

F0 : nombre de Froude à l’amont

Cas d’un écoulement entièrement fluvial ou torrentiel dans le déversoir :

Formule de Dominguez :

Quel que soit le régime d’écoulement : déverséQ m Lh 2gh

h : hauteur d’eau au-dessus de la crête du déversoir.


Avec h = hav à l’aval en régime fluvial et h = ham à l’amont en régime torrentiel.

Avec m un coefficient dépendant des caractéristiques de déversoir pouvant être choisi parmi les valeurs moyennes suivantes :

Charge moyenne (h) (m) 0,10 0,15 0,20 0,30 0,50 0,70

Crête mince, nappe libre 0,370 0,360 0,355 0,350 0,350 0,350

Crête épaisse et arrondie 0,315 0,320 0,320 0,325 0,325 0,330


Crête épaisse à arêtes vives

0,270 0,270 0,273 0,275 0,276 0,280

Et φ est un coefficient dépendant du régime d’écoulement. Il peut être évalué à partir des valeurs proposées ci-dessous :

RégimefluvialK ham/hav 1

RégimetorrentielK ham /hav 1

φ

00,050,10,20,30,40,50,60,70,80,91,0

∞201053.332.5021,671,431,251,111,0

0,4000,4170,4430,4910,5430,5980,6590,7220,7840,8560,9241,0

Formule de Gisonni et Hager :

Cette relation est valable dans le cas des déversoirs latéraux courts : 1.5

déversé da am

20

da

Q C . 2g.h L

L.FC 1

2.D

ham : hauteur de la ligne d’eau à l’amont par rapport au seuil (m)

D : diamètre du collecteur amont

F0 : nombre de Froude à l’amont


Cette relation est valable pour les écoulements torrentiels avec un nombre de Froude <3

3.3.5.4 Déversoirs latéraux à seuil haut

A la différence des déversoirs à crête basse, les déversoirs à crête haute sont des ouvrages qui nécessitent une longueur de crête plus courte mais la présence d’une conduite aval étranglée. Cependant, leur construction est en général recommandée car l’excès de débit conservé pour les fortes pluies est en général faible et la présence d’un seuil élevé empêche l’entrée des eaux de l’émissaire dans le réseau.

Principes de construction

Un déversoir à crête haute peut être décomposé en plusieurs parties : conduite amont, partie déversante, conduite de décharge, conduite aval étranglée et conduite aval.


Déversoir


hav-DO wDO ham

IdLd

Ido

Id

Ldo Ld

ham-C-av

Conduite aval

Conduite amont

Dam

Figure 56 : Déversoir à crête haute : géométrie et fonctionnement

Il existe plusieurs recommandations de construction en ce qui concerne la conduite aval étranglée :

o le diamètre (Dd) : 300 ≤ Dd ≤ 500 mm. On recommande de prendre deux classes en dessous du diamètre de la conduite aval.

o la longueur (Ld) : on conseille de prendre une conduite inférieure à 100 m mais telle que le rapport de la longueur sur le diamètre de cette conduite soit supérieur à 20.Dd

o la pente (Id) : elle doit vérifier : 20 ce qui permet d’être en charge

sur toute la conduite et d’éviter une partie à surface libre au début de la conduite.

Hauteur de la crête déversante : elle sera de préférence telle que wDO > 0.6 * Dam et wDO > 25cm.

Fonctionnement hydraulique

Le fonctionnement d’un déversoir à crête haute est régi par la conduite aval étranglée. Le régime fluvial est imposé à l’extrémité aval de la crête du déversoir. La conduite aval doit être à surface libre ; deux cas sont possibles :

o si le régime est torrentiel dans cette conduite, il y a pilotage amont et on choisit comme condition à la limite ham-C-av = Dd (diamètre de la conduite étranglée),

o s’il est fluvial, le pilotage se fait par l’aval et on prend ham-C-av égale à la hauteur normale dans la conduite aval.

Le débit conservé peut être calculé en utilisant la relation :


é .h h I . L

ξ 12.

LK . R / 2. . h . D

.

o hav-DO est la hauteur d’eau à l’aval du déversoir, o ham-C-av est la hauteur d’eau à l’amont de la canalisation aval, o Id est la pente de la canalisation étranglée, o Ido est la pente du déversoir, (prendre autour de 1% pour éviter le dépôt) o Ld est la longueur de la canalisation étranglée, o Ks-d est la rugosité de Strickler de la canalisation étranglée, o Sd est la section de la canalisation étranglée, o Rh est le rayon hydraulique de la canalisation étranglée, o ξ est le coefficient de perte de charge singulière au passage entre le déversoir

et la canalisation étranglée.

Ce coefficient peut être évalué en utilisant le tableau suivant :

av DO

d

hD

1.0 1.2 1.4 1.6 1.8 2.0 3.0 5.0

ξ 0.40 0.75 0.95 1.10 1.15 1.20 1.35 1.45On pourra utiliser la relation suivante :

ξ 1,635 2,221.hD

,

2,682. e

Le débit déversé peut être calculé en utilisant les formules suivantes :

Qdéversé Ldo.n*.cw.g0.5.hav‐DO1.5.0,2.

hamhav‐DO

2‐3WDOm

hav‐DO

1.5

.1‐WDOmhav‐DO

5‐2hamhav‐DO

‐3WDOmhav‐DO

0.5

.

I . L hamQ

2. g. D . hamhav‐DO

Q é

2. g. D . hav‐DO

o Dam est le diamètre de la canalisation amont, o ham est la hauteur d’eau dans la canalisation amont, o wDOm est la hauteur de crête au milieu du déversoir, o n* le nombre de crêtes déversantes (1 ou 2), o cw vaut 1 pour les crêtes minces et 0.8 pour les crêtes épaisses, o Ldo est la longueur de la crête du déversoir, o Ido pente du déversoir, o θ angle d’entonnement (>0)


Le dimensionnement de la longueur de crête se fait de la façon suivante :

On calcul hav-DO en fonction de la relation précédente du débit conservé pour le débit aval de 1,2 à 1,4 fois le débit seuil,

é . .

. . / . . .

.

On calcul ham et Ldo en faisant un solveur.

Qdéversé Ldo.n*.cw.g0.5.hav‐DO1.5.0,2.

hamhav‐DO

2‐3WDOm

hav‐DO

1.5

.1‐WDOmhav‐DO

5‐2hamhav‐DO

‐3WDOmhav‐DO

0.5

.

I . L hamQ

2. g. D . hamhav‐DO

Q é

2. g. D . hav‐DO

Il est nécessaire de garantir un régime fluvial stable dans la conduite amont (on recommande un nombre de Froude inférieur à 0.75) pour un fonctionnement sans ressaut hydraulique dans la zone de déversement. On peut enfin utiliser la capacité de stockage des conduites amont si elles ont une pente faible, à condition de maintenir une vitesse d’approche suffisante pour éviter les phénomènes de sédimentation.


3.4 LES OUVRAGES DE STOCKAGE : LES BASSINS

3.4.1 METHODE DES PLUIES

3.4.1.1 Hypothèses

La méthode suppose :

o que le débit de fuite de l'ouvrage de stockage est constant ; o qu'il y a transfert instantané de la pluie à l'ouvrage de retenue, c'est à dire que

les phénomènes d'amortissement dus au ruissellement sur le bassin sont négligés (cette méthode ne sera donc applicable que pour des bassins versants relativement petits - quelques dizaines d'hectares - et ne contenant aucun ouvrage de stockage ou de régulation) ;

o que les événements pluvieux sont indépendants ; ceci signifie que lors des dépouillements, les périodes de temps sec ne sont pas prises en compte.

3.4.1.2 Principes de la méthode

Pour appliquer la méthode, on s'appuie sur des dépouillements de pluies identiques à ceux opérés pour la construction des courbes Intensité-durée-fréquence. Sur un ensemble d'épisodes pluvieux mesurés pendant p années, on calcule les p intensités moyennes maximales annuelles im pour différents intervalles de temps k.∆t où ∆t est le pas de mesure. On réalise ensuite un classement fréquentiel des valeurs de im. On peut ainsi déterminer des courbes d'intensités moyennes maximales pour des durées d'analyse et des fréquences F (ou périodes de retour T) différentes.

Pour calculer le volume de la retenue, il est nécessaire de transformer ces intensités im (k.∆t, T) en hauteurs h (k. ∆t, T) :

h (k.∆t, T) = im (k.∆t, T) × k.∆t


Ces courbes déterminées statistiquement représentent l'évolution des hauteurs précipitées pour différentes durées ; on parle aussi de courbes "enveloppes". Ce ne sont donc pas des courbes décrivant l'évolution des apports cumulés en fonction du temps pour un ensemble de pluies.

On peut également faire directement les dépouillements sur les hauteurs. Sur un ensemble d'épisodes pluvieux mesurés pendant p années, on repère les p hauteurs maximales annuelles h pour différents intervalles de temps k.∆t, puis on réalise un classement fréquentiel des valeurs de h permettant de déterminer directement les courbes Hauteur-durée-fréquence. On évite ainsi les approximations faites sur le lissage des courbes IDF.

On suppose ensuite que l'ouvrage a un débit de fuite constant Qs que l'on exprime sous la forme d'un débit spécifique qs :

360.

avec :

qs : en mm/h ; Qvidange : en m3/s ; Sa : en ha.

Sa est la surface active de ruissellement alimentant l'ouvrage de stockage. Elle est déterminée par le produit du coefficient d'apport Ca et de la surface totale du bassin versant drainé.

Ainsi, on peut tracer conjointement la hauteur précipitée pour une période de retour donnée h (k.∆t, T) et la courbe représentant l'évolution des hauteurs d'eaux évacuées qs.k.∆t en fonction des durées d'évacuation k.∆t.

Les différences ∆h (qs , T, k.∆t) entre les courbes qs. k.∆t et h (k.∆t, T) correspondent aux hauteurs à stocker pour différentes durées k.∆t. Le maximum ∆hmax (qs ,T) correspond à la hauteur totale à stocker. Le volume d'eau à stocker se détermine alors facilement par :

V = 10×Δhmax (qs ,T) ×Sa

avec :

V : en m3 ; ∆hmax : en mm ; Sa : en ha.


L'idéal est de disposer de données locales spécifiques, il est alors possible d'utiliser les courbes IDF locales.

. 10 . . 10 .

10. . . .

Le volume du bassin est calculé pour le maximum de la fonction "Volume du bassin" c'est-à-dire pour une durée :

10. . 1 .

Le volume se calcule avec T(hmax).

Si les données sont absentes, les ajustements a et b des coefficients de Montana pour la pluviosité locale peuvent être obtenus auprès de Météo France.

3.4.2 METHODE DES VOLUMES

3.4.2.1 Hypothèses

La méthode repose sur les hypothèses suivantes :

le débit de fuite de l'ouvrage de stockage est supposé constant ; qu'il y a transfert instantané de la pluie à l'ouvrage de retenue, c'est à dire que

les phénomènes d'amortissement dus au ruissellement sur le bassin sont négligés (cette méthode ne sera donc applicable que pour des bassins versants relativement petits - quelques dizaines d'hectares - et ne contenant aucun ouvrage de stockage ou de régulation).

3.4.2.2 Principes de la méthode

La méthode des volumes diffère de la méthode des pluies par le fait que l'on essaye de mieux prendre en compte la réalité de la distribution temporelle des apports dans la retenue. Pour ce faire, on considère qu'un épisode pluvieux ne se termine qu'à la fin de la vidange (théorique) de la retenue.

Une des façons les plus courantes pour dépouiller les données consiste à tracer sur un même graphe l'évolution en fonction du temps de la hauteur d'eau précipitée cumulée et celle de la hauteur d'eau vidangée cumulée. Cette deuxième quantité est simple à évaluer, puisque le modèle repose sur l'hypothèse que le débit de vidange (exprimé en hauteur d'eau) est constant et égal à qs (du moins tant qu'il y a suffisamment d'eau dans la retenue pour l'alimenter). La courbe de hauteur vidangée cumulée est alors constituée de segments de droites horizontaux (lorsqu'il n'y a pas de vidange) et de segments de droites de pente égale à qs lorsqu'il y a vidange. Le volume maximum à stocker pour un événement pluvieux donné est alors égal à la différence entre les deux courbes.


On réalise ensuite un classement fréquentiel de ces valeurs maximales Δhmax, en supposant que la fréquence de retour empirique de l'événement qui a le rang i pour une durée d'observation de n années est égale à :

∝

α est un coefficient empirique, souvent pris égal à 0,5.

On peut ainsi ajuster les points obtenus et construire des graphes Δhmax(qs , T) en fonction de qs et T (Dans le but, d'une part de faciliter les traitements, et d'autre part de travailler sur des événements indépendants et homogènes, on se contente souvent de ne conserver que les événements les plus forts.

Par exemple, si l'on veut construire un abaque dans le but d'un dimensionnement hydraulique (c'est à dire pour des périodes de retour généralement comprises entre 5 et 25 ans), il sera préférable de ne conserver que l'événement maximal pour chaque année de mesure.

Le volume à stocker est alors déterminé par la relation :

V =10 × Δhmax (qs ,T) × Sa


avec :

V : volume stocké (en m3) ; Δhmax : hauteur cumulée maximum (en mm) ; Sa : surface active (en ha).

3.4.2.3 Amélioration de la méthode

Cette méthode repose conceptuellement exactement sur la même idée que la méthode des volumes.

Nous rappelons très brièvement son principe tel qu’il a été généralement mis en oeuvre. Dans un premier temps, des séries de pluies réelles mesurées (séparées par des durées de temps sec de trois heures) sont traitées selon la méthode des volumes (on considère un débit de vidange pour le bassin de stockage).

Les volumes excédentaires ainsi obtenus pour chaque événement sont classés. On choisit ensuite l’évènement réel mesuré correspondant à la période de retour des déversements contre laquelle on souhaite se protéger. L’événement choisi peut être ensuite simulé par un modèle hydrologique hydrodynamique afin d’analyser plus finement le fonctionnement du réseau dans un tel cas.

La principale différence entre cette méthode "B" et la méthode des volumes traditionnelle vient en fait de la manière qu’on a de l’utiliser en termes de choix des entrées pluvieuses.

La méthode des volumes traditionnelle a été établie à la base pour dimensionner un bassin de retenue à partir de pluies réelles mesurées (observées) en supposant que la période de retour du débordement d’un bassin est sensiblement la même que celle de l’événement pluvieux mesuré à partir duquel le volume utilisé pour dimensionner le bassin a été obtenu. Cette méthode nécessite donc d’avoir à sa disposition une série d’événements pluvieux en quantité suffisante (durée suffisante, variété des événements pluvieux qui composent la série) et représentatives de la pluviosité locale. Ceci est loin d’être toujours le cas.

La méthode des volumes "B" détourne quelque peu l’utilisation première de la méthode de volumes traditionnelles en considérant que toute pluie réelle ou fictive (en particulier une pluie de projet) dont les caractéristiques de forme, de durée, d’intensité, permettent de reproduire par simulation le volume à stocker obtenu par la méthode des volumes, est une bonne candidate pour dimensionner un tel bassin.

Une telle méthode peut donc être particulièrement intéressante lorsque les données pluviométriques disponibles sur un site ne sont pas exhaustives. Chaque recoin de France ne sera a priori jamais équipé d’un pluviomètre local permettant d’utiliser la méthode des volumes traditionnelle dans tous les cas de figure. Un effort de recherche particulier doit être fait sur des sites disposant de données pluvieuses en densité (nombre de pluviomètres par exemple), quantité (longueur des séries de données) et qualité (fiabilité des données) suffisantes pour voir comment passer d’une série de données pluvieuses continue et longue typique de celle nécessaire à l’utilisation de la méthode des volumes traditionnelles à une pluie candidate (réelle ou fictive) du type de celle préconisée en entrée de la méthode des volumes "B" sachant qu’elle sera surtout utilisée sur des sites différents de ceux où il existe déjà un réseau dense d’informations pluviométriques. Ce problème rentre dans le cadre de la régionalisation des données.


3.4.3 METHODE DE LA PLUIE CRITIQUE

3.4.3.1 Origine de la méthode

La méthode de la pluie critique a été développée, consécutivement aux travaux du Dr KRAUTH, de l’Université de STUTTGART. Celui-ci a étudié pendant deux ans le fonctionnement du réseau unitaire de la commune de BUSNAU (4000 habitants, 32ha, pente du réseau entre 5‰ et 6%).

3.4.3.2 Description de la méthode

On appelle pluie critique la pluie au-deçà de laquelle aucun déversoir du réseau ne doit déverser vers le milieu naturel. Le débit critique en réseau unitaire Qcr est :

Le débit de la pluie critique . . . (C : coefficient de ruissellement ; S : surface du B.V. ; Ic pluie critique ; Sa : surface active.)

Le débit aval peut être par exemple QSTEU :

Le calcul de permet de déterminer

Le calcul de permet de déterminer le volume réduit Vr.


Le volume du bassin est donné par la relation :

. .

Le facteur aT dépend du temps de concentration :

Le temps de concentration est calculé par la relation de Kirpich :

S : Pente du BV (m/m)

L : plus long parcours (en m)

3.4.3.3 Amélioration de la méthode

Cette méthode peut également être utilisée en première approche dans un outil de simulation des réseaux.


3.4.4 METHODE IT 77

Celle-ci a été développée dans l'INSTRUCTION TECHNIQUE 77.

Comme dans le chapitre précédent, on admet l'existence de trois régions relativement homogène du point de vue pluviométrie.

Pour chacune de ces trois régions, on a tracé un abaque permettant de passer du débit de fuite, par unité de surface active, à la hauteur de stockage nécessaire pour la même unité.

Au début du phénomène, le débit de fuite n'est en général pas constant (car fonction de la charge amont). En désignant par Vo la capacité pour laquelle il devient sensiblement constant, la capacité totale V devra être augmentée d'une fraction de Vo pour tenir compte de la montée du débit de fuite Q en début de phénomène.

Soit : Q = débit de fuite du bassin en m3/s

Sa = superficie active (≈ superficie imperméable, sauf en cas d'apport extérieur) en ha

V = capacité totale du bassin en m3

On définit alors une intensité spécifique q en mm/h:

q = 360 * Q / Sa

On reporte alors cette valeur sur l'abaque ci-dessus, et en fonction de la région pluviométrique concernée et la période de retour retenue, on lit la valeur de ha

(capacité spécifique de stockage en mm).

On en déduit alors la capacité totale de rétention par la formule:

V en m3 = 10 * ha * Sa (+ une fraction de Vo)



3.4.5 METHODE AGENCE DE L’EAU RHIN-MEUSE

PASTANT D., Ingénieur à la Division Collectivités Territoriales

SALLERON J.L., Ingénieur à la Division Milieu Naturel

Agence de l'Eau Rhin-Meuse

3.4.5.1 Présentation

Les réseaux d'assainissement unitaires acheminent eaux usées et eaux pluviales vers les stations d'épuration. Lorsque, du fait des pluies, les volumes d'eau à évacuer dépassent leurs capacités hydrauliques, les réseaux rejettent une part plus ou moins importante de la pollution transportée directement dans le milieu naturel, par les déversoirs d'orage en particulier. L'impact de ces pollutions intermittentes a longtemps été négligé, priorité étant donnée dans la conception de la réalisation des réseaux à la fonction d'évacuation de l'eau vers l'aval, pour limiter les risques d'inondations, tout en évitant de surcharger les stations d'épuration situées en bout de réseau.

Les techniques de conception ont récemment évolué vers la prise en compte de l'impact des pollutions déversées du fait des pluies. la démarche classiquement suivie vise à évaluer les moyens nécessaires pour limiter les apports brutaux de courte durée. Partant d'épisodes orageux statistiquement peu fréquents, on ne se préoccupe que des manifestations les plus extrêmes du problème car aussi les plus spectaculaires en termes d'effets dans le milieu, symbolisées par les mortalités massives de poissons déjà constatées çà et là (comme dans la Seine à Paris en juin 1990). Limitée d'emblée à ce seul objectif, la démarche peut déboucher sur un résultat techniquement et/ou économiquement non réalisable, surtout s'il s'avère nécessaire de concevoir des bassins de pollution de très grande capacité pour se protéger de tels événements.

Par ailleurs, l'insuffisance de données de mesures et de connaissance des phénomènes en jeu peut faire craindre un investissement en partie inutile car découlant d'une « sur-protection ». La tentation de vouloir se replier sur un programme de moyens plus adapté aux disponibilités financières, mais dont on n'évalue plus l'amélioration apportée sur le milieu naturel, peut alors devenir forte ...

L’attrait des investisseurs pour ces opérations devient alors très mince... La définition de niveaux intermédiaires de protection est nécessaire pour éviter cette impasse.

La méthode proposée repose sur une prise en compte graduée des atteintes au milieu naturel: du temps sec aux événements pluvieux les plus violents en passant par les déversements répétitifs et fréquents dus aux petites pluies. Pour cela, il est proposé de s'appuyer sur les objectifs de qualité qui ont été fixés dans le cadre des dispositions prévues par la circulaire interministérielle du 17 mars 1978. Les cartes départementales d'objectifs de qualité synthétisent la volonté politique de voir la qualité de l'eau satisfaire les exigences minimales attendues par l'ensemble des acteurs. Les critères de la grille d'appréciation de la qualité générale de l'eau définissent les différents niveaux d'objectifs de qualité, mais ne tiennent pas explicitement compte des pollutions intermittentes. Il est toutefois prévu une tolérance de dépassement des seuils de pollution admissible à condition qu'il soit limité dans le temps (10% du temps au plus pour la majorité des paramètres) et qu'il ne remette pas en cause l'usage ou la vocation à préserver.


Si toutes les dispositions sont prises pour pallier les défaillances du dispositif d'assainissement par temps sec, il est alors possible de fixer des objectifs temps de pluie compatibles avec la marge de tolérance de dépassement des seuils évoquée ci-dessus. Ceci constitue le point de départ de la méthode proposée. Ainsi, en se plaçant à la période de plus grande vulnérabilité de la rivière (étiage) et en décrivant de façon synthétique les types de pluies susceptibles de provoquer des déversements, l'objectif temps de pluie peut être traduit concrètement de façon suivante:

les déversements sont acceptables s'ils permettent de maintenir un niveau de qualité conforme à l'objectif de qualité fixé pour le milieu récepteur pendant au moins 90 % du temps au cours de la période considérée;

pendant les 10 % du temps restant, il ne doit pas y avoir remise en cause, du fait des déversements, de l'usage ou de la vocation à préserver.

En l'absence d'usage ou de vocation spécifique plus contraignants dans la zone concernée, cette obligation revient à éviter des mortalités piscicoles répétées. En première approche, on considérera cette condition satisfaite si, en moyenne, la dégradation provoquée n'excède pas un rang de déclassement par rapport à l'objectif.

L'utilisation de ces règles conduit à un dimensionnement des ouvrages assurant un niveau de protection conforme à un objectif intermédiaire qui minimise les effets les plus dommageables. La fréquence d'apparition de ces derniers peut ainsi être estimée, s'agissant des événements les plus rares ne respectant pas la deuxième condition ci-dessus. Une validation du principe retenu peut être réalisée en examinant l'indice de protection ainsi obtenu en regard d'autres risques identifiables. Pour estimer si ce risque est acceptable en l'état ou mérite des moyens de protection supplémentaires, on pourra utilement le comparer à d'autres risques de défaillance:

risques de dysfonctionnements de l'ensemble du dispositif d'assainissement (réseaux et station) ;

autres causes éventuelles de limitation de l'usage le plus contraignant du milieu en cas d'usage spécifique (baignades, alimentation en eau potabilisable, etc.).

L'étude précise des événements de ce type nécessitera de recourir aux méthodes classiques évoquées plus haut. Les éléments méthodologiques proposés ont fait l'objet de premières applications lors de l'étude de schémas de réhabilitation de réseaux de grandes et moyennes agglomérations du bassin Rhin-Meuse. Bien que partielles, ces premières expériences se sont avérées être une approche réaliste des phénomènes.

Les éléments méthodologiques devront être vérifiés et adaptés au fur et à mesure du développement des connaissances.


3.4.5.2 Eléments méthodologique pour sur la notion d’impact

3.4.5.2.1 Une impasse à éviter

L'approche usuelle des phénomènes d'impact conduit à s'intéresser à l'apport de pollution maximum et à juger ses répercussions sur le milieu naturel en termes d'effets de « choc ». Les limites acceptables à respecter sont estimées à partir de la durée d'exposition et la concentration des polluants dans le milieu au regard des critères de létalité des espèces biologiques qui y vivent.

L'application sans nuance d'une telle méthode peut aboutir à une impasse technologique et économique lorsque les volumes d'ouvrage à mettre en place deviennent énormes. Les décideurs se limitent alors à l'adoption d'un programme de moyens plus conformes à leurs disponibilités financières mais dont on n'évalue plus l'amélioration apportée. Ceci réduit d'autant l'attrait des investisseurs pour ces opérations... et les finances qu'ils sont prêts à y consacrer. A l'extrême, cette absence d'optimisation peut conduire à un investissement inutile.

3.4.5.2.2 Pour une nouvelle approche

La méthode proposée repose sur une prise en compte graduée des atteintes au milieu naturel: du temps sec aux événements pluvieux paroxysmiques en passant par les déversements répétitifs et fréquents dus aux petites pluies. La base en est donc l'objectif de qualité de la rivière. Suivant la définition du groupe C.E.E. « Environnement » : « L'objectif de qualité d'un milieu désigne l'ensemble des exigences auxquelles doit satisfaire à un moment donné, actuel ou futur, un milieu déterminé ». La circulaire interministérielle du 17 mars 1978 règle les modalités administratives de la procédure de mise en œuvre et la grille générale d'appréciation de la qualité des cours d'eau précise les paramètres physico-chimiques de cette classification.

Par temps sec, l'objectif de qualité permet de déterminer très directement le flux admissible à la rivière, ce qui fournit le dimensionnement de la station d'épuration. En effet, la station doit être a priori le seul ouvrage déversant par temps sec – ce qui suppose qu'un premier effort soit fait pour éliminer les déversements intempestifs (déversoirs d'orage mal conçus, par exemple).

En temps de pluie, la prise en compte de l'objectif de qualité peut se faire sur la base des propositions suivantes:

on tolère, du fait des pluies, un déclassement de la qualité du cours d'eau par rapport à son objectif pendant 10 % du temps. Cette tolérance est celle admise par la grille d'appréciation de la qualité pour tous les paramètres, sauf la teneur en O2;

on exige que pendant le déclassement toléré ne soit pas remis en cause la vocation ou l'usage du cours d'eau (dans le cas général, en l'absence d'usage spécifique, il s'agit d'éviter les mortalités piscicoles).

Ce dernier point est à traiter de la façon suivante:

pendant les 10 % du temps, la dégradation moyenne constatée ne doit pas excéder un rang de qualité par rapport à l'objectif fixé. Ce qui revient, par approximation, à respecter un rang de déclassement pendant 95 % du temps;

on détermine un indice d'impact qui est alors la fréquence pour laquelle la qualité 3 est dépassée.


La fréquence de mortalité piscicole n'apparaît plus comme une valeur fixée a priori mais comme un indice de protection que l'on peut juger par les critères suivants:

cette fréquence doit être au minimum inférieure à la fréquence de défaillance du réseau d'assainissement (habituellement décennale) ;

on peut rechercher à partir de cette fréquence-seuil à optimiser économiquement un choix d'ouvrage en établissant la courbe des coûts supplémentaires par rapport à la diminution de la fréquence.

3.4.5.3 Base de calcul pour les épisodes pluvieux et le milieu naturel

3.4.5.3.1 Le milieu naturel : notion d’état de référence

L'examen des effets auxquels le milieu est soumis conduit à isoler deux grandes catégories de dégradations:

les effets de choc, les effets chroniques résultant d'une augmentation de substances polluantes

dans le milieu entraînant un appauvrissement des conditions de vie.

Si la lutte contre les effets chroniques passe par une réduction du flux annuel de pollution, la résorption des effets de choc doit être acquise pour les circonstances les plus défavorables pour le milieu. Il est par conséquent tout-à-fait valable:

de raisonner en période de grande vulnérabilité des cours d'eau pour les impacts dus au choc polluant;

mais aussi d'évaluer les moyens nécessaires pour se protéger des effets chroniques sur cette même période, sachant qu'ils seront satisfaisants aussi aux autres époques de l'année.

La période sensible correspond pour le bassin Rhin-Meuse aux mois allant de mai à septembre inclus. Un débit caractéristique du cours d'eau pour cette période doit être choisi: on retiendra par exemple le mode pour la période considérée (en pratique, ce débit est proche du débit mensuel d'étiage de fréquence de retour 1 année sur 2).

3.4.5.3.2 La connaissance des pluies

Cette connaissance apparaît primordiale puisque les situations pluvieuses constituent tout à la fois l'origine et l'un des paramètres-clés de description des phénomènes de transfert des éléments polluants (arrachage au sol, érosion / transport des dépôts en réseau). L'idéal serait bien évidemment de connaître à l'échelle du bassin versant urbain les situations pluvieuses à la fois en termes de répartition spatiale et de probabilité.

L'absence d'étude fiable et généralisable dans ce domaine conduit donc pour la plupart des cas à admettre que les épisodes pluvieux à l'échelle du bassin urbain sont égaux à ceux connus à l'échelle du ou des pluviographes en terme de hauteur/durée et fréquence. Il est nécessaire de disposer d'un historique de mesures suffisamment long (par exemple 30 ans).

En toute rigueur, ces situations pluvieuses ont également une répercussion, via le bassin d'alimentation du cours d'eau considéré, sur les caractéristiques hydrodynamiques de la rivière au droit du site urbain. On pourra en tenir compte à partir des volumes déversés et du débit caractéristique choisi.


3.4.5.4 Eléments de calcul des épisodes pluvieux et des pollutogrammes

3.4.5.4.1 L’analyse des pluies

Le premier élément statistique à recueillir est le nombre moyen d'épisodes pluvieux (NP) de la période sensible ayant engendré un ruissellement (a priori > 2 mm/24 h). La deuxième analyse consiste à effectuer une statistique des pluies, pendant la période critique, par exemple sur un graphique durée/hauteur. L'examen de ce graphique doit permettre d'isoler des amas de points qu'on isolera comme autant de classes de pluies.

On définit : fréquence (fi) classe i = nombre d'événements de la classe/ nombre total d'événements.

Cette fréquence diffère de l'usuelle fréquence de retour utilisée en hydrologie qui est : fréquence de retour de la classe i sur la période T =fi.NP/T.

On affecte à chaque classe i les caractéristiques de son centroïde. Il devient alors possible d'examiner pour chaque classe ainsi isolée et sous la réserve que ces classes permettent une description exhaustive de la série des pluies, les volumes (vi) et les durées de déversements (di) qu'elles engendrent.

Sur la période sensible de durée (T), on obtient alors:

la durée probable de déversement:

. .

le volume probable déversé:

. .

Remarque :

1) L'intérêt de la modélisation est à ce stade évident, puisqu'elle peut permettre:

la prise en compte de la variabilité d'une même pluie sur l'ensemble du bassin versant concerné;

la prise en compte des courbes temps/hauteur précipitée instantanée pour des pluies réelles ou synthétiques (encore faut-il pouvoir caler le modèle...).

2) Les groupes-types de pluie peuvent aussi être déterminés par les méthodes de classification automatique et/ou d'analyses de données.

3.4.5.4.2 Pluies et pollutogramme

L'obtention de pollutogrammes à partir de cette analyse des pluies peut se faire de plusieurs façons:

si des données statistiques existent, on peut compléter ou modifier les classes de pluies déterminées pour leur associer des pollutogrammes moyens;

on peut avoir recours à la modélisation de la pollution en injectant les pluies-types isolées, en calant et contrôlant le calage obtenu par des jeux de mesures.


3.4.5.5 Approche de l’impact

L'idée fondamentale est la suivante:

Les apports polluants en temps de pluie ne doivent pas remettre en cause le respect de l'objectif de qualité du cours d'eau. La traduction concrète de cette affirmation est la suivante :

l'objectif de qualité doit être respecté pendant 90 % de la période critique; pendant les 10% de dépassement de la qualité objectif, la remise en cause de

la vie piscicole doit être évitée et le déclassement « moyen » ne doit pas déclasser le cours d'eau récepteur de plus d'un rang de qualité, par rapport à l'objectif fixé.

3.4.5.5.1 Respect des 90% de la période critique

Il donne lieu à une vérification suivant l'analyse des pluies développées ci-dessus. L'estimation de la durée du déclassement nécessite d'évaluer la durée totale d'impact des déversements dans le milieu récepteur, au cours de la période sensible.

Il faut donc être capable d'associer à chaque classe de pluie analysée une durée d'impact dans le milieu. Une analyse fine est possible, mais en ayant recours à des outils et des données élaborées rarement disponibles.

Une hypothèse simplificatrice consiste à affecter à chaque classe de pluie, et donc de déversement, une durée minimale d'effet. Cette durée minimale peut être définie comme suit:

en-deçà de cette durée les organismes peuvent tolérer des concentrations d'autant plus défavorables que l'exposition est courte;

au-delà les seuils de tolérance en terme de concentrations sont ceux de la grille de qualité. Pour l'oxygène dissous, la durée considérée oscille entre 100 et 500 minutes. Pour l'azote et l'ammonium non-ionisé toxique, elle est comprise entre 100 et 1.000 minutes. On peut donc retenir comme ordre de grandeur la demi-journée (soient 12 h).

Pour les classes de pluies entraînant un déclassement, la durée totale d'effet (DEF) déterminée selon (1) et (2) est alors (exprimée en heures) :

1 12 . .

La condition à respecter est que (DEF) soit inférieur à 10 % de la durée de la période sensible considérée (pour Rhin-Meuse : de mai à septembre inclus). Si cette condition n'est pas respectée, elle donne lieu à un premier dimensionnement d'ouvrage de dépollution destiné à son respect.


3.4.5.5.2 Etude de la période de déclassement de 10%

Le calcul est mené suivant le schéma décrit au paragraphe précédent :

la qualité à respecter pour le cours d'eau est son objectif fixé minoré d'un rang;

le temps pendant lequel ce nouveau niveau est à respecter est de 95 % de la période critique.

On dimensionne les ouvrages concernés pour atteindre ces nouvelles exigences et l'on examine alors les déversements conduisant à dépasser la qualité 3 : leur fréquence est alors l'indice d'impact.

NB : La modélisation s'avère ici aussi intéressante et sous les mêmes réserves que précédemment. On peut, dans ces conditions, remplacer la comparaison à la qualité 3 par l'emploi de courbes de type concentrations/effets/durées établies pour des espèces intéressantes et des polluants déterminés.

3.4.6 DISPOSITIONS CONSTRUCTIVES

Pour les bassins de transit, les principales contraintes hydrauliques à respecter sont :

- Vitesse de chute inférieure à 2 m/h, (Guide CERTU)

- Vitesse moyenne horizontale d'écoulement inférieure à 5 cm/s.


3.5 LES STATIONS DE POMPAGES

La conception d’une station de pompage doit permettre :

Des temps de séjours maîtrisés éviter le développement de l’H2S, Un autocurage suffisant de la conduite de refoulement assurée par une

vitesse moyenne de l’écoulement entre 0.4m/s et 1.5 m/s, Un volume utile de la bâche pour assurer la pérennité des pompes.

3.5.1 VOLUME UTILE DE LA BACHE DE REPRISE

Le volume utile d’une fosse de pompage correspond au volume compris entre le niveau de démarrage et le niveau d’arrêt. Le niveau de marnage bas est à définir en fonction des préconisations du constructeur afin d’éviter la cavitation, et à garantir le refroidissement du moteur. Le volume réel de la fosse de pompage est donc égal au volume utile "Vu", plus le volume correspondant à la distance entre le radier et le niveau d’arrêt des pompes.

Avec un effluent eau usée, en niveau haut, l’arrivée se fait en chute dans la bâche et la conduite ne sert en aucun cas de stockage.

Le temps "t" qui sépare deux fonctionnements successifs de la pompe donne la durée d'un cycle: il est égal au temps de remplissage et de vidange du volume "Vu".

Le nombre horaire de cycle "F" devra être limité à 15.

En fonction de l’évolution technique des pompes, la valeur habituelle de 6 démarrages/heure est devenue caduque. Il est conseillé de respecter les valeurs suivantes :

F = 15 démarrages/heure pour des puissances < 4 kW F = 12 démarrages/heure pour des puissances de 4 à 12 kW F = 10 démarrages/heure pour des puissances de 12 à 30 kW F = 6 démarrages/heure pour des puissances > 30 kW

Le volume utile d’une fosse de pompage dépend du débit et du nombre de démarrages souhaité pour les pompes. La durée minimale d’un cycle de pompage est obtenue pour :

F

QpVu

4

6,3

Avec : Vu : volume utile en m3

Qp : débit de pompage en L/s

F : nombre de démarrages par heure.

La programmation alternée des démarrages sur deux pompes permet de diviser par deux le volume de la fosse de pompage, car F est alors doublé. En contrepartie, la sécurisation de l’installation peut demander la mise en place d’une troisième pompe.

La différence entre les hauteurs de marnage haut et bas devra être suffisante pour permettre le bon fonctionnement des capteurs de niveau. Une hauteur inférieure à 50 cm n’est pas envisageable.


3.5.2 PREVISION QUALITATIVE DE LA PRODUCTION H2S

Réseau sous pression ( Christian Fayoux)

Figure 57 : Grille d’évaluation des risques (Christian Fayoux, TSM, janvier 1988)

Le temps de séjour : Cette notion est très théorique et peut subir de larges variations par rapport à une moyenne, suivant que l’on considère le régime hydraulique diurne ou nocturne. Notons que ce paramètre ne prend pas en compte l’existence de dépôts.

La vitesse du flux : cette donnée est très importante car elle permet de présager de la formation des dépôts. Ainsi, lorsque la vitesse moyenne d’un effluent dans une canalisation de refoulement est inférieure à 0.5m/s, le risque de formation de dépôts contribuant à la formation d’H2S est important.

L’historique de l’effluent (potentiel redox) : suivant l’état de « fraicheur » de l’effluent, la cinétique de production d’H2S varie beaucoup suivant qu’il provient d’un refoulement ou d’un réseau gravitaire. Dans ce cas, l’effet de contamination est très important et le mélange, même d’une faible partie, d’effluent septique à un effluent « frais » augmente de façon importante le taux de risque.


3.6 LES DECANTEURS

3.6.1 DIMENSIONNEMENT

Ces ouvrages reposent sur le fait que la seule grandeur fondamentale est la surface horizontale Sh de l’ouvrage. En effet, la capture d’une particule s’effectue si sa vitesse de décantation est supérieure à la vitesse de Hazen (ou charge hydraulique superficielle) :

La rétention d’une particule est donc théoriquement indépendante de la hauteur de l’ouvrage. Le principe de la décantation lamellaire consiste donc à utiliser des plaques proches les unes des autres pour accroître la surface de décantation disponible par volume d’ouvrage. Afin d’assurer l’évacuation des boues, les plaques sont inclinées d’un angle α par rapport à l’horizontale.

La surface disponible pour la décantation correspond alors à la surface totale projetée STP sur l’horizontale de l’ensemble des plaques :

STP = nSp cosα

Avec : n nombre de plaques,

Sp (m2) surface unitaire de chaque plaque,

α angle d’inclinaison des plaques par rapport à l’horizontale ; selon le modèle des lamelles, α est de 55° ou 60°.

vh est de la forme :

Les vitesses de Hazen utilisées pour les eaux usées urbaines sont comprises entre 0,8 et 1,2 m/h.

Différents procédés sont appliqués qui se distinguent par le sens de circulation de l’eau et de la boue. Le procédé le plus commun est à « contre-courant » où la boue et l’eau circulent en sens inverses.

3.6.2 VITESSE DE CHUTE DES PARTICULES EN SUSPENSION

La théorie de la sédimentation de solides fins dans un liquide, qui obéit à la loi de Stokes, montre que la vitesse de chute d’une particule est proportionnelle à la différence des masses volumiques entre la particule et le liquide et au carré de la dimension de la particule. En conséquence, tout phénomène susceptible d’augmenter le diamètre des particules favorise la sédimentation de façon très significative, de sorte que la floculation est devenue une partie intrinsèque de la sédimentation. La plupart des matériaux en suspension dans un liquide sont naturellement floculés et, de ce fait, peuvent être concentrés par sédimentation, bien que celle-ci soit parfois très lente.

Lorsque la concentration en volume des solides en suspension est inférieure à 0,5 %, on considère que les particules sont suffisamment éloignées les unes des autres


et que, de ce fait, chacune d’entre elles sédimente comme si elle était isolée dans le liquide. En fonction du nombre de Reynolds de la particule, il existe trois régimes de sédimentation : un régime laminaire ou régime de Stokes, un régime de transition et un régime turbulent ou régime de Newton.

Dans un fluide, un solide en mouvement libre est soumis à trois forces :

— son poids, fonction de sa masse volumique ( ), de son volume et de l’accélération gravitaire (g) ;

— la poussée d’Archimède, fonction de la masse volumique du fluide ( ), du volume du solide et de l’accélération (g) ;

— les forces de frottement, fonction du carré de la vitesse relative du solide par rapport au fluide, du maître-couple (surface de la projection, égale à . 4⁄ pour une sphère de diamètre d) et du coefficient de traînée du solide dans le fluide (Cx), qui varie en fonction de la forme et du nombre de Reynolds (Re) de la particule.

Après un certain temps de chute accélérée, une particule atteint une vitesse limite de chute (Ulim). Dans le cas d’une particule sphérique de diamètre d, cette vitesse est donnée par la relation suivante :

Et le nombre de Reynolds de la particule s’exprime par la relation :

Avec : viscosité dynamique du fluide.

Les résultats de nombreux travaux expérimentaux ont conduit à délimiter plusieurs domaines en fonction de la valeur de Re, comme le montre le tableau suivant, qui donne également les relations exprimant la vitesse limite de chute des particules pour chaque domaine, en fonction de Cx.

La valeur inférieure du domaine de validité de la loi de Stokes (Re< 10-4) correspond à la distinction que font les exploitants de la décantation entre une « particule » et un « colloïde ». En pratique, les particules de dimension inférieure au micromètre ont des vitesses limites de sédimentation inférieures au 10-6 m/s. Cette vitesse est du même ordre de grandeur que celle de la diffusion brownienne (agitation thermique).


4 LA MODELISATION

4.1 MODELISATION : CONCEPTS, APPROCHES, ET ETAPES

Pour décrire la réalité complexe de l’hydraulique et de la pollution en réseau d’assainissement, un important effort de développement des modèles mathématiques a été réalisé depuis trente ans. Cet effort a été grandement favorisé par le développement des moyens informatiques. Ainsi, il est important de faire quelques rappels sur les modèles, les différentes approches modélisatrices et les différentes étapes à suivre.

4.1.1 LES MODELES

Les modèles mathématiques, d’une façon très générale, sont constitués:

- d’un ensemble de variables, choisies pour représenter l’objet étudié,

- d’un ensemble de relations mathématiques entre ces variables, choisies pour représenter son fonctionnement.

Ces relations, qui doivent permettre de calculer les variables de sortie en fonction des variables d’entrée, font aussi intervenir d’autres paramètres. Cette imitation recouvre deux fonctions essentielles, complémentaires et indispensables :

- l’une de représentation simplifiée de la réalité, perçue d’un certain point de vue par le modélisateur, à travers un filtre conceptuel : un modèle est donc une interprétation et non simple reproduction,

- l’autre, d’instrument d’étude de cette réalité, conçu pour répondre à un certain objectif guidant l’ensemble des choix faits au cours de la modélisation : un modèle est donc aussi une représentation orientée et sélective.

D’où le caractère doublement relatif d’un modèle, qui dépend tout à la fois de la justesse des conceptions et hypothèses sur lesquelles il repose et de l’objectif poursuivi. Ainsi, il est nécessaire, bien que cela soit trop souvent oublié, d’expliciter clairement les objectifs poursuivis, les choix, hypothèses et approximations de l’outil, et enfin définir, si c’est possible, les limites de son domaine de validité et donc définir son champ d’application.

4.1.2 LES DIFFERENTS TYPES DE MODELES

On distingue généralement trois grands types d’approches pour la mise au point de modèles : l’approche statistique, l’approche conceptuelle et l’approche déterministe ou mécaniste.

- avec l’approche empirique : on cherche à lier les différentes variables ou grandeurs du système à partir de séries de données expérimentales en utilisant des techniques statistiques telles que les régressions simple ou multiple, linéaire ou non linéaire, sans chercher à comprendre les mécanismes réellement en jeu,

- avec l’approche conceptuelle : on cherche à établir des relations aussi bonnes que possible entre les entrées et les sorties du système à travers un ensemble de variables d’états qui peuvent ou non, avoir un sens physique,


- avec l’approche mécaniste : on cherche à décrire par les équations de la mécanique, de l’hydraulique, de la chimie et de la biologie, l’ensemble des phénomènes qui se produisent dans le système considéré.

4.1.3 LES PROBLEMES A RESOUDRE

De nombreux problèmes restent à résoudre pour parvenir à des modèles qui soit à la fois fondés scientifiquement et opérationnels. En effet, toute modélisation est assujettie à des erreurs difficiles à réduire ou à compenser, provenant tant du modèle que des données et de leurs interactions au cours de la modélisation. En effet, on rencontre différents problèmes :

- les erreurs liées à la structure du modèle : les limites théoriques (par exemple en hydraulique), les approximations théoriques, les approximations numériques (solutions approchées) et les approximations spatiales (description du bassin versant),

- la disponibilité des données : les problèmes métrologiques et méthodologiques,

- l’adéquation des données au besoin de la modélisation,

- le calage et la validation du modèle.

Toute modélisation nécessite des phases de paramétrisation et de vérification du modèle qui, en plus des variables d’entrée, font appel à des chroniques de mesures de certaines variables de sortie.

Le Calage : Faute de pouvoir mesurer ou estimer certains des paramètres du modèle ET compenser sur ces seuls paramètres les erreurs liées au modèle et/ou aux données, il est nécessaire de les estimer par calibration (ou calage), en optimisant (manuellement ou automatiquement) l’ajustement de certaines variables simulées à leurs valeurs mesurées.

La Validation : l’étape de calage ne suffit cependant pas à valider les modèles et donc à s’assurer de leur « réalisme ». Il reste encore à vérifier la qualité du modèle calibré sur des séries de mesures non utilisées lors du calage. Cette validation doit être menée d’une part sur d’autres périodes sur le même bassin et d’autres parts sur d’autres sites, étape qu’on nommera Transposition.

Ainsi, il est tout à fait indispensable de réaliser les phases de calibration, validation et transposition du modèle étudié. Si en terme de modélisation hydraulique (Barré de Saint Venant, Muskingum), les différentes étapes de mise au point et de tests sont maintenant courantes , il n’en est pas du tout de même pour la modélisation de la pollution. La grande majorité des modèles de pollution sont présentés comme étant en phase de validation, sans justification de la phase de calibration, et sans que les cas de validation soient véritablement nombreux. De plus, la phase de transposition en pollution reste quasi inexistante.

Enfin, il est essentiel de rappeler qu’un modèle de simulation de la pollution se doit d’être en premier lieu un modèle de simulation de l’hydraulique, car l’hydraulique est indispensable à l’évaluation de la pollution.


Modèle mécaniste

Modèle conceptuel

Modèle Empirique

++++++

Complexité etDifficulté de résolution

Nombre deparamètres etdifficulté de

calage

++++++

- - - - -

- - - - -

4.1.4 ETAPES METHODOLOGIQUES

Si la construction d’un modèle calé par rapport à des observations expérimentales est assez aisée, l’élaboration d’un modèle convenablement validé est au contraire très difficile. Le fait de ne pouvoir atteindre que très rarement la totalité des objectifs fixés par les critères de justification ne doit pas empêcher de construire des modèles qui, même insuffisants, guident le travail de réflexion et d’observation. Mais il est au moins aussi utile de savoir apprécier où se situent les insuffisances, afin de pouvoir progresser. Il reste indispensable que l’élaboration d’un modèle soit une interaction entre expérience et théorie. On représente sous forme de schéma, les différentes étapes méthodologiques de la mise en œuvre d’un modèle (Figure 58).


Définition duProblème

Informations àpriori

Données àpriori

Analyse du système

Constructiondu modèleAcquisition de

donnéesAnalyse

de sensibilité àpriori

oui

non

Calageet Vérification du

modèle

oui

non

non

oui

non

oui

Validationdu modèle

Transpositiondu modèle

Utilisation du modèle

Définition desobjectifs de lamodélisation

Figure 58 : Etapes méthodologiques dans la mise en œuvre des modèles.


4.2 PRISE EN COMPTE DES DONNEES

Les données nécessaires à la construction et à l’exploitation des différents logiciels sont de deux types : les données du site et les données « mesurées » événementielles. Elles sont présentées sous forme de schéma ci-dessous.

Figure 59 : Les données nécessaires à la modélisation.

Les données du site Les données d’entrée traduisant les caractéristiques des différents éléments de la schématisation préalable (description de la topologie des bassins versants et des réseaux), sont également les données indispensables à la description du modèle mathématique pour un logiciel de simulation.

Les données topologiques caractérisent l’ensemble des éléments déterminés lors de la schématisation préalable du système, à savoir les nœuds de calculs, les liens entre les nœuds et les types d’occupation de sol.

Les données « mesurées » événementielles Les données événementielles comprennent essentiellement des mesures par temps sec et par temps de pluie. Au moins une campagne de mesure en temps sec et trois événements pluvieux sont nécessaires pour le calage et la validation du modèle. Ceci est bien entendu un minimum.

SURFACEIMPERMÉABILISATION

PENTE (TOPOGR.)ALLONGEMENT

TYPE D'ACTIVITÉSREJETS E.U.

DÉPÔTS INITIAUX AUSOL

BASSIN VERSANT

STRUCTUREDIMENSION

PENTESRUGOSITÉS

APPORT PARASITE

RESEAU

APPORTSSPÉCIFIQUES

DÉPÔTS INITIAUX

PÉRIODE DETEMPS SEC

HYÉTOGRAMME

PLUIE

DONNEES (calage-validation)

DÉBITS FLUXPOLLUANTS


4.2.1 ORIGINE ET TYPES DE DONNEES DU SITE

Cette partie comprend principalement la collecte et la synthèse des données disponibles relatives à la zone d'étude, qui correspond a priori à sa zone d'assainissement collectif actuelle (ou prévisible à court terme). Il faut donc tout d’abord définir précisément le périmètre de la zone étudiée.

Les données peuvent être analysées à partir des documents existants suivants :

plans et cartes, photos aériennes récentes ; études antérieures (assainissement, urbanisme, environnement, ...) ; notices de fonctionnement (usine d'épuration, ouvrages spécifiques) ; registres d'exploitation (curages, branchements, travaux, ...) ; conventions spéciales de déversement (CSD), passées avec les industriels ; plans d'occupation des sols (POS) ; bases de données locales (consommations d'eau potable, données

pluviographiques, ...) ; outil cartographique existant ; …

Les données à collecter sont celles relatives à la consommation d’eau potable , à la population, au réseau d’assainissement et a son fonctionnement et au bassin versant étudié

Données relatives à la consommation d’eau potable : Ces données seront collectées auprès de l’exploitant sous la forme des consommations annuelles (pour plusieurs années), particulières ou industrielles. La discrétisation des consommations se fera rue par rue, afin que le Chargé d’Etude puisse affecter cette consommation d’eau potable à chaque bassin versant défini lors de la schématisation.

Données relatives à la population : La population existante sera déterminée à partir du dernier recensement disponible et actualisée à partir d’informations plus récentes fournies par les services municipaux. Comme pour la consommation d’eau potable, les données relatives à la population seront discrétisées de façon à ce que le Chargé d’Etude puisse affecter ces données à chaque bassin versant défini lors de la schématisation. L’évolution de la population à court, moyen et long terme devra également être pris en compte, afin de pouvoir l’intégrer le cas échéant dans les scénarios de simulation en phase d’exploitation du modèle.

Données relatives au bassin versant étudié : Ces données concernent, la zone d'étude (topographie, urbanisation actuelle et prévisible, industries et activités présentes et pressenties,.), la climatologie locale (pluviométrie, température,..), la géologie et l'hydrogéologie locale (position et variation des nappes, ..).

Données relatives au réseau d’assainissement et à son fonctionnement : Ces données concernent le réseau de collecte existant (type de système, tracé, sections, pentes, cotes planimétriques et altimétriques, état des raccordements, rejets industriels, ….) et ses ouvrages spécifiques (déversoirs d'orage, bassins de stockage, chambres de dessablage, postes de relèvement et de refoulement, siphons, exutoires, …), ainsi que, le cas échéant, l'usine d'épuration existante.


4.2.2 LES DONNEES « MESUREES » EVENEMENTIELLES

En hydrologie urbaine, les termes de mesure ou de métrologie sont associés à un ensemble de méthodes et d’outils ayant trait aux appareils de mesure, au suivi, à l’analyse et au traitement des données en différents points du système d’assainissement.

Ce paragraphe sur la métrologie en hydrologie urbaine a pour objectif de présenter de manière succincte, les grandeurs mesurables, les spécificités de la mesure en réseau d’assainissement ainsi que les mesures de pluie, de débit et de pollution pouvant être appliquées dans un objectif de modélisation. Etant donné les nombreux ouvrages existants sur le thème des appareils de mesures et leur utilisation, les paragraphes ayant trait aux différentes mesures se concentreront plutôt sur les différentes informations à recueillir, les erreurs dont elles peuvent être entachées et des exemples d’analyse de ces données.

4.2.2.1 Les grandeurs mesurables

Les paramètres à mesurer (en dehors des données structurelles du site) peuvent se regrouper en trois grandes catégories, à savoir la pluie, le débit, et la pollution.

La mesure de la pluie est essentielle puisque les précipitations représentent la variable d’entrée du système d’assainissement. La pluie est un phénomène variable dans le temps et l’espace et sa mesure est généralement faite point par point et exprimée en terme d’intensité en fonction du temps (ou hyétogramme).

Les mesures de débit et de pollution doivent se faire de façon simultanées, en temps sec ou en temps de pluie et sont elles aussi déterminantes puisqu’elles représentent les deux plus importantes variables de sortie du système d’assainissement. Leurs mesures se font généralement en terme de débit et concentration en fonction du temps (hydrogramme et pollutogramme).

Néanmoins, si on commence à disposer d’une « solide » expérience et même de pouvoir « quantifier » les erreurs et imprécisions dans le domaine de la mesure de la pluie et des débits, il n’en est pas de même dans le cas des mesures sur les concentrations.

Si les mesures de la pluviométrie et du débit se font en continu, sur toute la durée de la campagne de mesures, la mesure des matières polluantes s'effectue ponctuellement (manuellement ou automatiquement), par temps sec et par temps de pluie. Par temps de pluie, il, faut que :

- L'événement pluvieux soit suffisamment "significatif" pour que les résultats des mesures puissent être interprétés. Ce terme "significatif", on l'entend bien sûr pour l'écoulement généré :

. en termes de quantité, les pluies dont la hauteur d'eau précipitée est faible risquent de donner des résultats difficilement interprétables ;

. en termes de qualité, les pluies intervenant par exemple dans une période de pluviométrie abondante n'apporteront que peu de matières polluantes par ruissellement et, là encore, les résultats seront délicats à interpréter.

- Le nombre de pluies faisant l'objet de mesures complètes (y compris l'analyse des paramètres représentatifs des matières polluantes) soit le plus important possible, afin de pouvoir dégager des corrélations nettes et des conclusions solides.


- Si la mesure a pour but immédiat de caler un logiciel de modélisation, les deux contraintes développées ci-dessus doivent être respectées. Ainsi, on s'attachera particulièrement à n'analyser que des écoulements engendrés par des pluies bien isolées, avec une hauteur d'eau totale précipitée importante (au moins 5 mm), une ou des intensités maximum importantes. De plus, le nombre de pluies analysées devra être au moins égal à trois.

4.2.2.2 Spécificité des mesures par temps de pluie

Les mesures en réseau d’assainissement présentent des caractéristiques et des contraintes spécifiques qui rendent difficile leur mise en œuvre et leur exploitation. En dehors de l’aspect purement financier d’une campagne de mesure (qui est tout de même la contrainte principale), le caractère événementiel et extrêmement variable de la pluie induit la nécessité de disposer de différents appareils de mesure fiables, prêts à fonctionner à tout moment de manière synchrone et de pouvoir supporter des conditions délicates comme par exemple des mises en charge du réseau. De plus, il est nécessaire de rappeler qu’il s’agit de mesures sur des effluents urbains qui transitent dans des réseaux insalubres et dont l’environnement est « hostile » à la mesure (milieu humide, pouvant être corrosif,...). L’analyse de différentes campagnes de mesures [Cherrered 1990] a permis de définir plusieurs critères importants dans le choix d’une méthodologie. Les principaux sont : les objectifs, les paramètres à mesurer, le choix du site de mesure et enfin les moyens disponibles.

« Une campagne de mesures par temps de pluie ne s’improvise pas et doit répondre à des objectifs précis qui auront été définis préalablement en fonction des besoins de l’utilisateur final des résultats. Il sera ainsi possible de faire toutes les mesures nécessaires et rien que les mesures nécessaires » [Bertrand-Krajewski 1996]

Il est donc indispensable d’analyser les différentes données disponibles et de les critiquer.

4.2.2.3 Mesure des pluies

Bien que cette mesure ne soit pas directement liée à l'effluent en lui-même, il est nécessaire, que ce soit pour comparer des mesures entre elles ou utiliser un logiciel de modélisation, d'avoir une idée précise de la pluviométrie durant la campagne de mesures sur le système d'assainissement. Cette précision doit permettre de connaître, sur des intervalles de temps relativement courts (classiquement 5 minutes), la hauteur d'eau précipitée, c'est-à-dire l'intensité moyenne sur chaque pas de temps. C'est la relative rapidité du cycle "pluie - ruissellement sur le sol - écoulement en réseau" qui nous oblige à considérer la discrétisation de la pluie sur des pas de temps courts. A ce titre, les données pluviométriques de Météo France (sur la journée, ou sur des pas de temps souvent supérieurs à l'heure) sont insuffisantes.

Il existe actuellement deux principales techniques pour la mesure des précipitations en hydrologie urbaine : le pluviographe ou le réseau de pluviographes et le radar météorologique. Le type de pluviographe le plus courant, c’est à dire celui à augets


basculant, est bien entendu un appareil non parfait et à ce titre, les mesures sont donc entachées d’erreurs multiples.

La précision globale des mesures pluviographiques, réalisées en respectant les règles de bases, peut alors être estimée à environ 10% pour des pluies courantes, mais pouvant être largement supérieures dans le cas de fortes intensités par exemple.

Un des moyens d’analyser les événements pluvieux disponible est la représentation sous forme de courbes IDF (Intensité-Durée-Fréquence). IDF : modèle probabiliste de l’intensité de pluie extrême au cours d’un événement pluvieux. Les courbes donnent la fréquence (ou période de retour) au cours d’un événement pluvieux d’une intensité maximale moyenne pendant une certaine durée. L’événement pluvieux caractérisé est utilisé en entrée d’un modèle hydrologique simple pour déterminer la probabilité de défaillance des ouvrages de stockage ou d’évacuation des eaux pluviales.

Figure 60 : Exemple d’Analyse des pluies à l’aide des courbes IDF, Région 1.

4.2.2.4 Mesure du débit

La fiabilité de la mesure de débit est primordiale, car l'hydraulique sert de base au dimensionnement du réseau et car elle est le vecteur des matières polluantes. Il est donc nécessaire de mesurer le débit avec un pas de temps le plus fin possible (autour de la minute, voire moins), pour bien décrire l'hydrogramme (courbe de débit en fonction du temps), surtout en ce qui concerne les pointes.

Comme pour la mesure de la pluie, les erreurs de mesures peuvent provenir soit des phénomènes mesurés, soit des techniques de mesures : régime d’écoulement par temps de pluie, conditions hydrauliques proches de la section de mesure, mise en charge... On trouve dans la littérature quelques chiffres d’erreurs de 5 à 25% selon les conditions de l’appareil [Maksimovic 1986].

La précision globale des mesures de débit, réalisées en respectant les règles de bases, peut alors être estimée à environ 10%, mais pouvant être largement supérieure dans le cas de faibles débits ou de mises en charge par exemple.

0

0.1

0.2

0.3

0.4

0 200 400 600 800 1000 1200 1400

Durée de pluie (mn)

Inte

ns

ité

mo

ye

nn

e (

mm

/mn

)

MaurepasLes Ulis NordMantes la VilleMassyBrestFresne-ChoisyEntzheimIDF T=1anIDF T=2anIDF T=5ans


Un des moyens non pas d’analyser les mesures de débits à proprement dit mais plutôt d’analyser conjointement la pluie et le débit (ou dans certains cas la hauteur d’eau) est de représenter sur le même graphique les deux grandeurs et de vérifier la concomitance des informations fournies. Un exemple est proposé en Figure 61.

Figure 61 : Exemple d’Analyse pluie-Débit, Hauteur dans le bassin de Gentilly à Nancy.

4.2.2.5 Mesure de la pollution

Les matières polluantes contenues dans un effluent urbain peuvent être décrites, de façon plus ou moins fine, par des paramètres significatifs d'une partie de ces matières. Certains de ces paramètres, tels la turbidité, le pH, la conductivité, peuvent être mesurés en continu, mais cela nécessite à chaque fois des matériels spécifiques, souvent très contraignants en termes de maintenance. Pour simplifier la mise en place du matériel et limiter les coûts, il faut s'en tenir aux paramètres que l'on mesure sur des échantillons prélevés dans l'effluent que l'on veut caractériser. En fonction du budget et du matériel disponibles, il est alors possible de définir une liste "économiquement et techniquement minimale", qui comprend, dans notre cas, les paramètres simulés par la plupart des logiciels : MES, sur eau brute, DCO, sur eau brute et eau filtrée, DBO5, sur eau brute et eau filtrée, N-NH4, sur eau brute, NTK, sur eau brute et eau filtrée.

Le pollutogramme mesuré représente la donnée indispensable à l’étude et à la modélisation de la pollution et l‘évaluation de ses erreurs est déterminante. La détermination d’un pollutogramme nécessite la réalisation d’une procédure analytique qui comprend généralement : l’échantillonnage, le transport et la conservation des échantillons et l’analyse physico-chimique.

En reprenant les différentes étapes de la procédure analytique et en considérant, en première approche les erreurs comme étant indépendantes, on peut alors présenter

Hauteur B1 - 24/02 au 06/03/00

0.0

1.0

2.0

3.0

4.0

5.0

6.0

7.0

8.0

24/2

25/2

26/2

27/2

28/2

29/2 1/3

2/3

3/3

4/3

5/3

6/3

hau

teu

r (m

)

0

2

4

6

8

10

12

14

16

inte

nsi

té (

mm

/h)

mesurée

simulée


les résultats sous forme synthétique à la Figure 62. L’ordre de grandeur proposé de 31% se rapproche de la proposition de [Ruban et al. 1993] qui proposait environ 25% d’erreurs sur la mesure des MES avec un intervalle de confiance de 90%. En première hypothèse, les erreurs des polluants majoritairement sous forme particulaire (plus de 80%) comme la DCO ou la DBO5 présentent le même ordre de grandeur, erreurs variant bien sûr en fonction de la répartition particulaire/soluble.

Echantillonage

Transport etconservation

- matérialisation : 20%- intégration : 12%

1%

Analyse

Pollutogramme

20%

Total (MES) ñ31%

(erreurs indépendantes)

Figure 62 : Procédure analytique de détermination d’un pollutogramme et erreurs pour les MES, adapté

d’après [Rossi 1998].

La figure suivante, propose un exemple d’analyse de différents polluants ou de rapport de polluants en fonction de trois types de réseaux d’assainissement synthétisé dans le tableau ci-après et les Figure 64 et Figure 65 deux exemples d’analyses conjointes de la pluie, du débit et de la pollution.

Classe de réseau

Nature des effluents

Type 1 Eaux pluviales avec ou sans écoulements de temps sec peu ou pas pollués

Type 2 Eaux pluviales contaminées par des eaux usées

Type 3 Effluents unitaires


Figure 63 : Exemple d’Analyse de la pollution, selon les différents types de réseaux.

Figure 64 : Exemple d’Analyse Pluie-Débit-Pollution (pluvial), Brest.

Figure 65 : Exemple d’Analyse Pluie-Débit-Pollution (unitaire), Entzheim

T3_MEST2_MEST1_MES

Con

cent

ratio

n M

ES

(m

g/l)

1600

1200

800

400

0

T3DCODBOT2DCODBOT1DCODBO

Rap

port

DC

O/D

BO

5

20

15

10

5

0

0

2

4

6

8Inte

nsi

té (

mm

/h)

0

100

200

300

400

500

0 50 100 150 200 250 300 350 400Temps (mn)

Déb

its

(l/s

)

Débit calculé

Débit mesuré

0

50

100

150

200

250

0 50 100 150 200 250 300 350 400Temps (mn)

Co

nce

ntr

atio

n M

ES

(m

g/l)

Horus

mesures

Ancien

0

25

50

75

100

0 50 100 150 200 250 300 350 400Temps (mn)

Flu

x M

es (

g/s

)

Mesures

Horus

Ancien

0

4

8

12

16

20In

ten

sité

(m

m/h

)

0

10

20

30

40

50

60

70

0 90 180 270 360 450 540 630 720Temps (mn)

Déb

its

(l/s

)

Débit calculé

Débit mesuré

0

500

1000

1500

2000

2500

0 90 180 270 360 450 540 630 720Temps (mn)

Co

nce

ntr

atio

n M

ES

(m

g/l) Horus

mesures

Ancien

0

20

40

60

80

0 90 180 270 360 450 540 630 720Temps (mn)

Flu

x M

ES

(g

/s)

Mesures

Horus

Ancien


4.2.2.6 Synthèse des erreurs de mesures

Après avoir succinctement abordé les différentes mesures nécessaires à une modélisation de la pollution et particulièrement des MES, on reprend ici les différentes erreurs dont peuvent être entachées les mesures de pluie, débit et de MES (Figure 66). Comme on l’a précisé précédemment, les erreurs sont supposées indépendantes et le chiffre proposé de 35% est calculé à partir d’un certain nombre d’hypothèses qu’il sera nécessaire de vérifier.

Mesurede la Pluie

Mesuredes Débits

±10%

Mesure des MES ±31%

Total ±35%

(erreurs indépendantes)

±10%

Figure 66 : Synthèse des erreurs de mesures de la pluie aux MES


4.3 LES PRINCIPAUX PHENOMENES

Les méthodes globales fournissent des résultats hydrologiques. Elles ne peuvent traiter ni les assemblages complexes rencontrés dans le réseau tels que ruptures de pente, maillages, ni les ralentissements dynamiques dus à des particularités du réseau ou à des ouvrages ponctuels, ni le fonctionnement dynamique de bassins d’orage situés en amont ni le comportement des défluences (répartition du débit entre plusieurs branches à l’aval).

C’est pourquoi l’étude des systèmes d’assainissement par temps de pluie a recours de plus en plus souvent à des outils de modélisation pour diagnostiquer au mieux le fonctionnement d’un réseau et dimensionner des solutions d’aménagements optimisées en termes de coût-efficacité.

Un modèle hydrodynamique détaillé est en effet nécessaire pour représenter les variations de hauteur d’eau et de débit en tout point d’un réseau complexe.

Les méthodes dynamiques permettent de simuler le cycle de l'eau depuis la précipitation jusqu'à l'écoulement à l'exutoire du réseau. Ainsi en chaque point du réseau, il devient possible d'obtenir une représentation de l'hydrogramme.

La modélisation dynamique comporte trois étapes :

- modélisation de la pluie : représentation par des pluies de projet caractérisées par leur durée totale et la durée de la période intense ou utilisation de pluies réelles enregistrées

- modélisation hydrologique : modélisation de la transformation de la pluie en débit,

- modélisation hydraulique : modélisation des écoulements d’eau dans le réseau, avec la prise en compte de toutes les singularités de celui-ci : maillages et ramifications, déversoirs d'orages, bassins de retenue, conditions aux limites....


Figure 67 : Transformation de la pluie sur le bassin versant en débit à l’exutoire

Figure 68 : les trois étapes de la modélisation dynamique

00:00:00 02:00:00 04:00:00 06:00:00

0.0

0.2

0.4

0.6

0.8

1.0[m3/s] Time Series Discharge

Hydrogramme de ruissellement

m³/

s

00:00:00 02:00:00 04:00:00 06:00:00

0.0

0.2

0.4

0.6

0.8

1.0[m3/s] Time Series DischargeHydrogramme de ruissellement

m³/

s

00:00:00 02:00:00 04:00:00 06:00:00

0.0

0.2

0.4

0.6

0.8


m³/

s

00:00:00 02:00:00 04:00:00 06:00:00

0.0

0.2

0.4

0.6

0.8


m³/

s00:00:00 02:00:00 04:00:00 06:00:00

0.0

0.2

0.4

0.6

0.8

1.0[m3/s] Time Series Link DischargeDébit dans le réseau après le bassin

m³/

s

00:00:00 02:00:00 04:00:00 06:00:00

0.0

0.2

0.4

0.6

0.8

1.0

[m3/s] Time Series Link DischargeDébit dans le réseau avant le bassin

m³/

s

00:00:00 02:00:00 04:00

0.0

0.5

1.0

1.5

Bassin de stockage

Pluie de projet

00:00:00 02:00:00 04:00:

0.0

0.5

1.0

1.5

00:00:00 02:00:00 04:00:00 06:00:00

0.0

0.2

0.4

0.6

0.8



m³/

s

00:00:00 02:00:00 04:00:00 06:00:00

0.0

0.2

0.4

0.6

0.8



m³/

s

00:00:00 02:00:00 04:00:00 06:00:00

0.0

0.2

0.4

0.6

0.8


m³/

s

00:00:00 02:00:00 04:00:00 06:00:00

0.0

0.2

0.4

0.6

0.8


m³/

s

00:00:00 02:00:00 04:00:00 06:00:00

0.0

0.2

0.4

0.6

0.8


m³/

s

00:00:00 02:00:00 04:00:00 06:00:00

0.0

0.2

0.4

0.6

0.8


m³/

s

00:00:00 02:00:00 04:00:00 06:00:00

0.0

0.2

0.4

0.6

0.8


m³/

s

00:00:00 02:00:00 04:00:00 06:00:00

0.0

0.2

0.4

0.6

0.8


m³/

s00:00:00 02:00:00 04:00:00 06:00:00

0.0

0.2

0.4

0.6

0.8


m³/

s00:00:00 02:00:00 04:00:00 06:00:00

0.0

0.2

0.4

0.6

0.8


m³/

s

00:00:00 02:00:00 04:00:00 06:00:00

0.0

0.2

0.4

0.6

0.8

1.0


m³/

s

00:00:00 02:00:00 04:00:00 06:00:00

0.0

0.2

0.4

0.6

0.8

1.0


m³/

s

00:00:00 02:00:00 04:00

0.0

0.5

1.0

1.5

Bassin de stockage

Pluie de projet

00:00:00 02:00:00 04:00:

0.0

0.5

1.0

1.5

surface drainée, pente, temps de concentration, coeff. de ruissellement

HYDROLOGIE

Débits et hauteurs d’eau dans les conduitesZones de mise en chargeZones à risques de débordementsVolumes rejetés

Modèle mécaniste : équations de Modèle mécaniste : équations de Barré de Saint VenantBarré de Saint Venant

écoulements dans le réseau

conduites, ouvrages, conditions aux limites…

HYDRAULIQUE

Hydrogrammesde ruissellement

écoulementssur les

bassins versants

Modèle conceptuelModèle conceptuel

pluie de projetoupluie réelle

PLUIE

surface drainée, pente, temps de concentration, coeff. de ruissellement

HYDROLOGIE



écoulements dans le réseau


HYDRAULIQUE



écoulements dans le réseauécoulements dans le réseau


HYDRAULIQUE


HYDRAULIQUE


HYDRAULIQUE

Hydrogrammesde ruissellementHydrogrammesde ruissellement

écoulementssur les

bassins versants

écoulementssur les

bassins versants

Modèle conceptuelModèle conceptuel



PLUIE


4.3.1 LA MODELISATION HYDROLOGIQUE

La modélisation hydrologique consiste à transformer la pluie en débit ruisselé.

La transformation de la pluie en hydrogramme de ruissellement se traduit par l'application successive de deux fonctions :

La fonction de production permet de déterminer le hyétogramme de pluie nette à partir de la pluie brute - la pluie nette est la fraction de pluie brute qui participe effectivement à l'écoulement.

La fonction de transfert permet de déterminer l'hydrogramme de crue résultant de la pluie nette.

Modèle de

production

Modèle detransfert

Pluie brute Pluie nette Hydrogramme de

ruissellement

Figure 69 : transformation de la pluie en hydrogramme de ruissellement

La figure suivante propose les détails des fonctions de production et de transfert pour la partie quantitative.

Figure 70 : Détails et interactions entre les fonctions de production et de transfert.

Pluie

Interception par la végétation EvaporationEvapotranspiration

Ruissellement vers deszones non drainées

Eau parvenant à la surfacedu sol

Evaporation

Ruissellement en surface

Stockage dans lesdépressions du sol

Infiltration Infiltrationprofonde

Ecoulementhypodermique

Ruissellement vers leréseau

Eau arrivant au réseau

Pluviométrie

Fonction deproduction

Fonction detransfert


4.3.1.1 Transformation pluie brute-pluie nette

Avant ruissellement, la pluie mesurée, appelée pluie brute va subir un certain nombre de pertes. Ces pertes sont diverses : l’interception par la végétation (0.2 à 1.5 mm), le stockage dans les dépressions des surfaces artificielles (0.2 à 3 mm) ou naturelles (3 à 30 mm), ou encore par infiltration. Ces pertes représentent des phénomènes complexes, mal connus dans le détail et surtout inaccessibles. Les différentes pertes sont synthétisées à la figure précédente, mais les trois modèles les plus simples mais assurant une représentativité satisfaisante [Jovanovic 1986] sont:

- une perte initiale constante en mm,

- une perte continue constante pendant la durée de la pluie en mm/h,

- une perte continue proportionnelle à l’intensité, pendant la durée de la pluie, en mm/mm.

Concernant les pertes continues, la loi d’infiltration d’Horton s’écrit : kt

c0c e)ff(f)t(f

f(t) : capacité d’infiltration

fc : capacité d’infiltration du sol saturé de 3 à 200 mm/h

fo: capacité d’infiltration maximum du sol (sol sec : fo = 4.fc)

k : constante de temps positive => calé en laboratoire entre 0.05 et 0.1

4.3.1.2 Transformation pluie nette-ruissellement

Le ruissellement sur les surfaces imperméables est un phénomène qui peut être décrit par les lois de la mécanique des écoulements à surface libre en régime transitoire. La fonction de transfert va transformer le débit de pluie nette en débit à l’exutoire. Il s’agit là d’un opérateur conservatif (volume en entrée = volume en sortie). Son seul but est de représenter les transformations de la forme de l’onde de débit lors de son passage à travers le bassin versant. Le plus couramment utilisé pour des bassins versants urbains est le modèle à réservoir linéaire qui traduit l’hypothèse, qu’à un instant donné, il existe une relation de proportionnalité entre le volume d’eau S stocké dans une zone de collecte et le débit Q(t) qui est évacué à la sortie de celle-ci. Le modèle est donc établi à partir des deux équations suivantes :

une équation de stockage : S t K Q t( ) . ( )

une équation de continuité : dS t

dtQ t i t

( )( ) ( )

Après intégration et discrétisation au pas de temps t, et i(N) l’intensité de la pluie supposée constante au pas de calcul N, nous pouvons écrire :

Q N Q N e i Nt K( ) ( ). ( ). ( )/ 1 1

Ce modèle est simple et ne comporte comme seul paramètre que le lag-time K. D’après l’équation de continuité, K est homogène à un temps et représente le décalage physique entre le centre de gravité du hyétogramme de pluie nette et celui


de l’hydrogramme de ruissellement. La valeur du coefficient est déterminé selon les cas :

directement par l’utilisateur, par calage automatique à l’aide d’une méthode d’optimisation numérique à

variables multiples en minimisant une fonction objectif, Soit par une relation empirique.

Le tableau ci-après propose des éléments de choix des modèles de production et de transfert.

Bassin versant Evénement pluvieux

Modèle de pertes

Modèle de ruissellement

B.V. urbain Pluie moyenne ou forte (de 20 mm à

100 mm en quelques heures)

Coefficient de ruissellement

constant et égal au coefficient

d’imperméabilisation

Modèle du réservoir linéaire

B.V. urbain Pluie faible à moyenne (de 2 mm

à 20 mm en quelques heures)

Pertes initiales et coefficient de ruissellement

Modèle du réservoir linéaire

Bassin versant peu urbanisé

Pluie faible à forte (de 5 mm à 100 mm en quelques heures)

Pertes initiales et infiltrations (modèle

de Horton)

Modèle de Nash

De nombreux auteurs ont modélisé la transformation pluie-ruissellement sur un bassin versant à l'aide du modèle à réservoir linéaire. L'ajustement du modèle se fait alors au moyen du calage du paramètre K qui correspond au temps de décalage entre les centres de gravité du hyétogramme net in(t) et de l'hydrogramme à l’exutoire Qs(t). Jusqu’à présent, nous avons considéré K comme constant pour simplifier les calculs. Des études expérimentales (Normand, 1971; Sarma et al., 1973; Desbordes, 1974) montrent qu'en réalité :

K n'est pas invariant pour un bassin donné. Il varie d'un événement pluie-débit à l'autre ;

la relation Vs(t) = f(Qs(t)) n'est pas linéaire : il s'agit d'une boucle aplatie, en raison des phénomènes dynamiques et notamment de l’effet de stockage. En choisissant Vs(t) = KQs(t), on fait l'hypothèse que l’aplatissement est suffisant pour être approximé par une droite qui correspond à un régime permanent.

Evaluation de K par la relation de Desbordes (1974) :

Avec :


K (min) A surface du bassin versant (ha) I pente moyenne du bassin versant (%) IMP coefficient d'imperméabilisation dpi durée de la période de pluie intense (min) Lc longueur du collecteur principal (m) Hi : hauteur de pluie intense (mm).

Cette formule est proposée dans le domaine de validité suivant :

A de 0.4 à 5000 ha IMP de 2 à 100 % Lc de 110 à 17800 m I de 0.4 à 4.7 %

La définition physique du paramètre K ne conduit généralement pas à une bonne reproduction des hydrogrammes observés. Pour un meilleur ajustement aux débits maximum, Desbordes et Ramperez (1977) proposent un coefficient corrigé K’ par la relation :

La surface A en hectares.

4.3.2 LA MODELISATION HYDRAULIQUE

Le ruissellement des surfaces imperméables, les eaux usées et autres apports, sont localement injectés dans le réseau d’assainissement et s’y propagent de manières très diverses. Le réseau est alors constitué de collecteurs de différentes caractéristiques et d’un certain nombre de singularités comme des déversoirs d’orage, des regards de visite.., singularités dont le fonctionnement hydraulique est parfois « mal » connu.

4.3.2.1 Les collecteurs

4.3.2.1.1 Le modèle classique de Muskingum

La propagation des débits dans les collecteurs est modélisée par la méthode dite de Muskingum-Cunge (hydraulique simplifiée par rapport à la résolution complète des équations de Barré de Saint Venant). Ce modèle ne tient pas compte des influences aval.


Les équations régissant le modèle de Muskingum (conceptuel) sont :

stockage deéquation )t(Q )-(1 )t(Q K )t(V

débits deson conservati de loi )t(Q)t(Qdt

)t(dV

SeS

SeS

4.3.2.1.2 Le modèle de Barrée de Saint Venant

Les équations régissant le modèle de Barré de Saint Venant (déterministe) sont :

dynamiqueéquation S

Uq1- + )Jg(J

x

hg

x

UU+

t

U

continuité deéquation qt

S

x

US

x

SU

lef

l

Les équations de Barré de Saint Venant sont normalement destinées à traiter les écoulements à surface libre. Dans les réseaux d’assainissement, les écoulements peuvent également se produire en charge. Du point de vue de la mécanique, les écoulements en charge sont plus simples à représenter que les écoulements à surface libre. La section mouillée est en effet alors égale à la section du collecteur et la propagation de l'onde devient quasi instantanée.

C'est donc moins le phénomène lui-même que la partie du réseau qui se met en charge qu'il est difficile de modéliser. En effet, les mises en charge évoluent au cours du temps et se déplacent à l'intérieur du réseau. La plus grande difficulté réside dans le fait que la hauteur de charge dans une canalisation est fonction des débits amont qui y parviennent, mais réciproquement, que ces débits sont influencés par la hauteur de charge. Il est également indispensable que le modèle de simulation des écoulements en charge soit compatible avec le modèle de simulation des écoulements à surface libre, les deux types de modèle devant s'appliquer alternativement aux mêmes parties du réseau.

Pour résoudre ce problème, on utilise un artifice de calcul connu sous le nom de fente de Preismann. Cette méthode consiste à considérer la canalisation ouverte sur sa partie supérieure et reliée à l'air libre par une fente très fine comme l'illustre la figure ci-dessous.


Le calcul peut être ainsi mené entièrement à surface libre, la hauteur d'eau dans la fente (y) représentant fictivement la hauteur de mise en charge.

Cette méthode a l'avantage de délimiter une zone de mise en charge et de quantifier cette charge. Cependant, elle ne représente pas correctement l'influence de cette mise en charge sur l'écoulement amont, car elle néglige les phénomènes d'onde dynamique qui s'ensuivent. La zone de mise en charge et l'écoulement à surface libre la précédant ne sont donc pas exactement simulés. En revanche, cette méthode permet de simuler des phénomènes de mise en charge provenant d'une forte influence aval même si le débit transitant dans le tronçon est inférieur au débit capable.

La largeur de la fente peut également être choisie de façon à représenter les stockages supplémentaires susceptibles de se produire dans les parties non représentées du réseau (conduites tertiaires, branchements, cheminées, etc.).

4.3.2.2 Simulation des confluences et des défluences

Pour le modèle de Barré de Saint Venant, le sens de l’écoulement est conventionnel (le débit et la vitesse peuvent être indifféremment négatifs ou positifs). La distinction entre confluence et défluence n’a donc aucun sens et le modèle utilise les mêmes équations :

- équations de conservation (somme des débits entrant = somme des débits sortant)

- égalité des hauteurs d’eau dans les différentes branches.

4.3.2.3 Le déversoir latéral

Dans la majorité des logiciels, un déversoir frontal ou latéral est modélisé par une loi de seuil.

Dans le logiciel CANOE, un déversoir latéral est un ouvrage linéaire assimilable à une conduite de faible longueur associée à une succession de départs latéraux (voir schéma ci-dessous). Sur le plan du calcul hydraulique, CANOE utilise les hypothèses suivantes :

- un seuil de déversoir d'orage latéral est traité comme une succession de n seuils.

- sur un seuil donné, la ligne d'eau est horizontale (la hauteur d'eau est constante), elle varie d'un seuil à l'autre.

- le mode de calcul du débit déversé sur un seuil est le même que pour un seuil frontal.


Chacun des seuils élémentaires est découpé en petits seuils frontaux. Le nombre total de seuils frontaux est limité à 20. Le découpage n'a lieu que si la longueur de crête est supérieure à 1 mètre. Pour des seuils de longueur inférieure à 1 mètre, il est donc inutile de saisir un déversoir latéral.

4.3.2.4 Exutoire

Les différents types d’exutoires sont représentés par :

- exutoire à hauteur imposée à l’aval (définie par histogramme) ; - exutoire à écoulement libre à l’aval (hauteur normale) ; - exutoire à hauteur critique imposée à l’aval.

Dans le cas d’une hauteur imposée, l’histogramme correspondant doit être défini par pas de temps. Si la hauteur imposée est supérieure à la charge hydraulique dans le réseau, l’eau pénétrera dans le réseau par l’exutoire.


Dans le cas d’un exutoire à écoulement libre à l’aval, on suppose que l’on retrouve, après l’exutoire, les conditions d’un régime permanent uniforme correspondant à la pente du tronçon immédiatement à l’amont de l’exutoire. Il est donc indispensable que la pente de ce tronçon soit strictement positive.

Dans le cas d’une hauteur critique imposée, le logiciel crée un seuil et une chute juste sur l’exutoire.

4.3.2.5 Bassin de retenu

Le traitement des bassins de retenue s’effectue en résolvant à chaque pas de temps le système d’équations constitué par :

- l’équation de continuité : la variation du volume stocké entre deux pas de temps consécutifs est égale à la différence entre les débits moyens entrants et sortants du bassin pendant le pas de temps multipliée par la valeur du pas de temps.

- l’équation de stockage qui relie le volume stocké à la hauteur d’eau dans le bassin.

- les équations de vidange (une par tronçon aval) qui permettent de calculer le débit sortant par une branche en fonction de la hauteur d’eau dans le bassin.


4.4 SCHEMATISATION, CALAGE, VALIDATION ET EXPLOITATION

4.4.1 SCHEMATISATION PREALABLE

D’un point de vue général, la mise en œuvre d’un modèle suppose une schématisation préalable du réseau et le découpage de la zone d’étude en bassins versants d’apport de caractéristiques homogènes, puis de la traduction de cette schématisation sous forme de fichiers pour l’outil de modélisation retenu.

La schématisation doit être réalisée en fonction des objectifs de la modélisation, des données disponibles et bien sûr des limites de chaque algorithme.

Cette schématisation est obtenue en ne retenant que les collecteurs principaux. Ces collecteurs sont eux-mêmes divisés en tronçons de caractéristiques homogènes (section, pente, ...), en tenant compte de surcroît d’un certain nombre de points singuliers du réseau (confluences, déversoirs, défluence, injection, raccordement d’une zone de collecte, ...).

Pour chacun de ces points ainsi définis, le modélisateur déterminera la zone de collecte associée et vérifiera que cette zone présente des caractéristiques homogènes (imperméabilisation, occupation du sol, pente, ...). Si ce n’est pas le cas, on procède alors à une subdivision en autant de zones homogènes que nécessaire.

Ainsi, le bassin versant et son réseau associé sont schématisés par une succession de points, qui peuvent être ou non alimentés par un bassin versant ou une injection, et des tronçons de collecteurs.

Même si l’étude ne porte que sur l’hydraulique, le modélisateur effectuera cette schématisation du réseau et du bassin versant selon des critères quantitatifs (hydraulique) et qualitatifs (pollution). Concrètement, cela revient principalement pour le Modélisateur à prendre en compte, dans le découpage de la zone d’étude en bassins versants homogènes, non seulement le coefficient d’imperméabilisation (paramètre hydraulique), mais aussi le type d’occupation de sol (paramètre influant sur la pollution produite).

Cette schématisation est un élément essentiel du travail de modélisation du réseau d’assainissement. En effet, les caractéristiques des différents éléments de cette schématisation représentent les principales données d’entrée indispensables à la construction d’un modèle.

Ainsi, cette étape elle prépondérante et le schéma réalisé devra être obligatoirement présenté (sous forme de synoptique), détaillé et accompagné de la méthodologie adoptée pour sa mise au point. En outre, elle servira également pour le choix des points de mesures.

Un exemple de deux schématisations (description fine ou globale) du réseau d’Entzheim (67) est proposée a titre d’exemple ci-dessous.


Figure 71 : Exemples de schématisation du réseau d’Entzheim

4.4.2 CRITERES DE COMPARAISON

L’enchaînement calage puis validation met donc en lumière l'importance d'une campagne de mesures préalable lors de la modélisation d'un bassin versant urbain. En effet, il reste indispensable que l’élaboration d’un modèle soit une interaction entre expérience et théorie. Pour cela, il faut donc disposer de critères de comparaisons pour juger si une phase est correctement réalisée avant de passer à la suivante. Pour établir ce jugement, deux approches peuvent être utilisées :

- L’approche qualitative est la méthode la plus aisée et certainement la plus directe pour évaluer les performances d’un modèle. Elle consiste à représenter graphiquement les valeurs simulées et mesurées et à juger de la qualité de l’ajustement. Cette méthode est bien souvent la seule présentée et est bien entendue "subjective" puisqu’elle dépend fortement de l’observateur. Pour la partie hydraulique, elle comprendra obligatoirement les hydrogrammes simulés et mesurés aux points stratégiques du réseau.

- L’approche quantitative est une méthode d’évaluation statistique de la qualité d’un modèle, indépendamment du jugement "subjectif" de l’observateur. Cette approche comporte des avantages et des inconvénients et à ce titre, elle doit être menée en parallèle de l’étude qualitative. Bien qu’il existe de nombreux critères statistiques pour comparer deux séries de points et ainsi fournir des éléments sur la crédibilité d’un modèle, l’évaluation quantitative des résultats en hydraulique comprendra au minimum l’erreur entre le volume simulé et mesuré et l’erreur entre les débits maximum simulés et mesurés aux points stratégiques du réseau. Les tableaux proposés ci-après détaillent certains de ces critères et la Figure 72 propose une représentation des résultats sous forme de graphique (Semsar 1995).

BV1

BV2 BV3 BV4

BV5

BV6

BV7

BV8

BV9

BV10

BV11

BV12

BV13

BV14

Exutoire BV1

Exutoire

Description Fine14 BV et 14 Collecteurs

Description Globale1 BV et 1 Collecteur


Type de fonction Expression

Ecart sur le Débit de pointe

Qpm : débit de pointe mesuré

Qpc : débit de pointe calculé

pcpm1 QQED 2pcpm2 QQED

Ecart sur le Temps de pointe

Tpm : temps de pointe mesuré

Tpc : temps de pointe calculé

pcpm1 TTET 2pcpm2 TTET

Ecart sur le volume

Vm : volume mesuré

Vc : volume calculé

i

ci

m1 )i(Q)i(QEV 2

ic

im2 )i(Q)i(QEV

Ecart Quadratique Total

Qm(i) : débit mesuré à l’instant i

Qc(i) : débit calculé à l’instant i

im

i

2mc

)i(Q

)i(Q)i(Q

EQT

Ecart Quadratique Partiel

im

i

2mc

)i(Q

)i(Q)i(Q

EQP pour seuilm Q)i(Q

Ecart Quadratique Normé

i

2

m

mc

)i(Q

)i(Q)i(QEQN

Ecart Quadratique Pondéré

i

2m

i

2mc

2m

)i(Q

)i(Q)i(Q)i(Q

EQTP

Nash

i

2moyen.mc

i

2mc

)Q)i(Q

)i(Q)i(Q1Nash

Type de comparaison Effet

Ecart quadratique normé l’écart accorde le même poids à toutes les valeurs de débits

Ecart quadratique total, Pondéré, partiel

l’écart accorde plus de poids aux forts débits

Nash l’écart accorde plus de poids aux débits moyens


Figure 72 : Exemple de « qualité » d’un modèle à l’aide de l’EQT

4.4.3 LE CALAGE

Après la construction du modèle mathématique, la phase de calage est une phase essentielle pour toute étude de modélisation. Le calage est à réaliser pour le temps sec et le temps pluvieux. Il utilise donc les données événementielles abordées à l’étape précédente.

Le calage est réalisé en hydraulique, puis en pollution et pour chacune des phases en temps sec puis en temps de pluie. La mise au point de la partie pollution se fera en premier lieu pour les MES (particulaire), puis pour le NH4 (soluble), puis pour les autres polluants.

Les premières simulations sont réalisées pour le temps sec en tenant compte des périodes saisonnières pour intégrer l’influence des eaux de nappe et de l’activité sociale.

Concernant le temps de pluie, les simulations sont réalisées avec un ou plusieurs événements selon les données dont on dispose. Un événement pluvieux représentatif représente cependant un minimum (on le nommera ici P1). Si des données plus nombreuses sont disponibles, l’idéal est de choisir des pluies de caractéristiques différentes (intensité maximale, durée, fréquence,…) et induisant un comportement différent du réseau (déversement, mise en charge,…).

Les résultats des simulations, par comparaison aux mesures, permettent de vérifier les hypothèses de travail et éventuellement de modifier certains paramètres utilisés dans la construction du modèle. En effet, des résultats aberrants ou demandant des paramètres de construction invraisemblables sont autant d'indices d'un mauvais choix d'hypothèses ou d'erreurs de modélisation.

C’est en fait la qualité des résultats du calage, alliée à la cohérence des paramètres calés, qui permettront de passer à la phase de validation. Il est difficile de décrire de manière exhaustive tous les paramètres de calage possibles.

Excellent

Bon

A cceptable

M auvais

ET

EQ T

ET 1 ET2 ET3

EQ T1

EQ T2

EQ T3


On peut cependant citer, par ordre d’apparition des phénomènes, les paramètres les plus importants (liste non exhaustive), sur lesquels un travail précis doit permettre le calage :

PLUIE - la neutralisation de la pluie, qui correspond à la partie de la pluie ne

participant pas au ruissellement ; - le coefficient de ruissellement, qui correspond à la partie de la surface

active participant au ruissellement ; RESEAU

- les coefficients de débit des ouvrages spéciaux.

A ce titre, les Figure 73 à Figure 78 proposent des graphiques pour juger de l’influence de différents paramètres qui seront ajusté lors d’une phase de calage traditionnelle.

Figure 73 : Influence des pertes initiales au ruissellement sur les débits

Inluence de la Neutralisation sur les DébitsEtude de Massy, pluie du 06/06/91

0

10

20

30

40

50

60

70

80

90

100

0 30 60 90 120 150 180

Temps (mn)

Déb

its

(l/s

)

0 mm

0,5 mm

1 mm

1,5 mm

2 mm

2,5 mm

3 mm


Figure 74 : Influence du coefficient de ruissellement sur les débits

Figure 75 : Influence de la rugosité sur la propagation des débits

Influence de la Surface Imperméable sur les DébitsEtude de Massy, pluie du 06/06/91

0

20

40

60

80

100

120

0 30 60 90 120 150 180

Temps (mn)

Déb

its

(l/s

)

0.8 AR

0.9 AR

AR

1.1 AR

1.2 AR

Influence de la Rugosité sur les DébitsEtude de Massy, pluie du 06/06/91

0

10

20

30

40

50

60

70

80

90

100

27 57 87 117 147 177

Temps (mn)

Déb

it (

l/s)

Rug=45

Rug=50

Rug=60

Rug=70


Figure 76 : Influence de la durée de temps sec sur les flux en MES

Figure 77 Influence de l’érosion sur les flux en MES

Influence de la Durée de Temps Sec sur les Flux de MESEtude de Massy, pluie du 06/06/91

0

10

20

30

40

50

60

70

80

0 30 60 90 120 150 180

Temps (mn)

Flu

x M

ES

(g

/s)

Dts=0 j

Dts=1 j

Dts=2 j

Dts=5 j

Dts=10 j

Dts=20 j

Dts=40 j

Dts=100 j

Influence des Dépots- Phénomène d'Erosion - sur le flux en MESEtude de Massy, Pluie du 06/06/91

0

50

100

150

200

250

300

350

0 30 60 90 120 150

Temps (mn)

Flu

x en

ME

S (

g/s

)

Masse=0 kg

Masse=400 kg

Masse=500 kg

Masse=750 kg

Masse=1000 kg

Dépôt sur un TronçonEROSION


Figure 78: Influence de la sédimentation sur les flux en MES

A l’issue de cette étape, le Modélisateur devra fournir :

- les hypothèses et conditions initiales retenues pour les simulations en phase de calage (coefficient de ruissellement…) ;

- la localisation sur plan des sites de mesures ainsi que leur justification, le type d’appareils utilisés et le protocole selon lequel les mesures ont été réalisées ;

- les graphiques des hydrogrammes et pollutogrammes simulés et mesurés aux points stratégiques du réseau ;

- un tableau indiquant au minimum, un bilan du calage pour les simulations et les mesures : volumes, masses, débits et concentrations (ou flux) de pointe, ainsi que les erreurs sur le volume, la masse, les débits et concentrations (ou flux) maximums, et ceci aux points stratégiques du réseau ;

- la justification et les explications des problèmes rencontrés ;


4.4.4 LA VALIDATION

Après le calage du modèle, la phase de validation est également une phase indispensable à toute étude de modélisation. Comme pour le calage, la validation est réalisée pour le temps sec (si l’on dispose de plus d’une campagne de mesures de temps sec), mais surtout pour le temps pluvieux, et utilise donc également les données événementielles.

La phase de validation consiste, à partir des paramètres calés et figés, à contrôler que les réponses du modèle sont identiques à celles observées pour au moins deux événements pluvieux différents de celui utilisé lors du calage (nommés ici P2 et P3). Si tel n’était pas le cas (particularité d’une précipitation, problème de mesures…), il faudra, en fonction des cas :

- Choisir une autre pluie de calage si aucune pluie de validation ne permet de confirmer le calage et, ensuite, assurer une nouvelle validation. Après analyse, il faudra justifier les problèmes rencontrés.

- Choisir une autre pluie de validation, si l’une des pluies de validation ne confirmait pas le calage et d’autres simulations en validation. De même que précédemment, il conviendra d’expliquer les difficultés rencontrées.

Si des données plus nombreuses sont disponibles, l’idéal est d’appliquer la même méthode que précédemment.

Si le calage a été correctement effectué, les résultats doivent être de bonne qualité sans que l'on ait besoin de corriger les paramètres du modèle. Toutefois, les pluies présentant le plus souvent des caractéristiques non homogènes, certaines distorsions entre résultats et mesures, si elles restent limitées, peuvent subsister sans remettre le modèle en cause.

Comme lors de la phase de calage, c’est la qualité des résultats en phase de validation qui permettra de passer à la phase d’exploitation du modèle.

- La validation peut être menée en différentes phases, - une validation événementielle (échelle de la pluie isolée, - une validation sur des chroniques de pluies (échelle de quelques jours à

un mois environ), - une validation sur des longues durées (d’une à plusieurs années).


5 SOMMAIRE DETAILLE

1 PRINCIPES GENERAUX D’UN PROJET D’ASSAINISSEMENT ...................................................................... 5

1.1 LES NIVEAUX DE SERVICE ET PERIODES DE RETOUR ................................................................................................. 5 1.2 DUREE D’UTILISATION DES OUVRAGES ................................................................................................................ 7

2 CONCEPTION DES RESEAUX D’ASSAINISSEMENT ................................................................................... 8

2.1 A L’AMONT DES BRANCHEMENTS ...................................................................................................................... 8 2.1.1 Broyeurs d'évier ............................................................................................................................... 8 2.1.2 Boîtes à graisses, déshuileurs .......................................................................................................... 8 2.1.3 Protection contre les refoulements ................................................................................................. 8

2.2 LES BRANCHEMENTS ...................................................................................................................................... 9 2.2.1 Raccordement de la canalisation de branchement ....................................................................... 10

2.3 LES BOUCHES D'EGOUTS ................................................................................................................................ 20 2.4 DISPOSITIFS D’ENGOUFFREMENT (AVALOIRS) ..................................................................................................... 22 2.5 ACCES AUX CANALISATIONS : LES REGARDS ET BOITES .......................................................................................... 24

2.5.1 Types d’ouvrages et conditions d’accès aux canalisations ............................................................ 24 2.5.2 Fonctions des ouvrages ................................................................................................................. 26 2.5.3 Constitution des ouvrages d’accès ................................................................................................ 26 2.5.4 Implantation des ouvrages d’accès ............................................................................................... 28 2.5.5 Accès aux collecteurs visitables ..................................................................................................... 28

2.6 LES COLLECTEURS ........................................................................................................................................ 30 2.7 LES DEVERSOIRS ........................................................................................................................................... 34

2.7.1 Définitions et objectifs ................................................................................................................... 34 2.7.1.1 Définition – terminologie .................................................................................................................... 34

2.7.1.1.1 Définition ....................................................................................................................................... 34 2.7.1.1.2 Terminologie .................................................................................................................................. 35

2.7.1.2 Environnement .................................................................................................................................... 35 2.7.1.2.1 Environnement hydraulique .......................................................................................................... 35 2.7.1.2.2 Ouvrages annexes et équipements ................................................................................................ 36

2.7.2 Configurations et typologies ......................................................................................................... 38 2.7.2.1 Typologie générale .............................................................................................................................. 38

2.7.2.1.1 Types de prise de dérivation .......................................................................................................... 38 2.7.2.1.2 Types de régulation ........................................................................................................................ 38

2.7.2.2 Organe de dérivation sans seuil .......................................................................................................... 41 2.7.2.2.1 L’orifice ........................................................................................................................................... 41 2.7.2.2.2 L’ouverture de radier : leaping weir ............................................................................................... 42 2.7.2.2.3 Ouvrages à vortex .......................................................................................................................... 42

2.7.2.3 Organe de dérivation avec seuil .......................................................................................................... 43 2.7.2.3.1 Nombre de seuils ........................................................................................................................... 43 2.7.2.3.2 Hauteur du seuil ............................................................................................................................. 44 2.7.2.3.3 Angle .............................................................................................................................................. 45 2.7.2.3.4 Epaisseur ........................................................................................................................................ 48 2.7.2.3.5 Longueur ........................................................................................................................................ 48

2.7.3 Conclusion ..................................................................................................................................... 49 2.8 LES OUVRAGES DE STOCKAGES ........................................................................................................................ 50

2.8.1 Cas des bassins de retenue d'eau pluviale : protection contre l'inondation .................................. 50 2.8.2 Cas des bassins de dépollution : protection du milieu naturel ...................................................... 50

2.8.2.1 En réseau unitaire ............................................................................................................................... 50 2.8.2.2 En réseau séparatif .............................................................................................................................. 51

2.8.3 Fonctionnement mixte .................................................................................................................. 51 2.8.4 Combinaisons entre déversoirs d'orage et ouvrage de stockage .................................................. 52 2.8.5 Les dispositifs de curage ................................................................................................................ 54

2.8.5.1 Les bassins "autocurants" .................................................................................................................... 54 2.8.5.2 Les augets basculants .......................................................................................................................... 54 2.8.5.3 Les réservoirs‐chasse ........................................................................................................................... 55 2.8.5.4 Les rampes de nettoyage .................................................................................................................... 56 2.8.5.5 Les agitateurs ...................................................................................................................................... 56


2.9 LES STATIONS DE POMPAGES .......................................................................................................................... 57 2.9.1 Définition des besoins .................................................................................................................... 57

2.9.1.1 Débit nominal de l’installation ............................................................................................................ 57 2.9.1.2 Hauteur géométrique et déplacement horizontal............................................................................... 58 2.9.1.3 Nature de l’effluent à pomper ............................................................................................................. 58 2.9.1.4 Degré de fiabilité recherché ................................................................................................................ 58

2.9.2 Conception ..................................................................................................................................... 59 2.9.2.1 Types d’installation.............................................................................................................................. 59

2.9.2.1.1 Fosse humide ................................................................................................................................. 59 2.9.2.1.2 Fosse sèche .................................................................................................................................... 60 2.9.2.1.3 Pompe en tube ............................................................................................................................... 60 2.9.2.1.4 Relèvement par vis d’Archimède ................................................................................................... 61 2.9.2.1.5 Aéro‐éjecteurs ou refoulement pneumatique ............................................................................... 61 2.9.2.1.6 Pompage en ligne ........................................................................................................................... 62

2.9.2.2 Les prétraitements .............................................................................................................................. 63 2.9.2.2.1 Dessableur ...................................................................................................................................... 63 2.9.2.2.2 Panier de dégrillage ........................................................................................................................ 63 2.9.2.2.3 Dégrilleurs ...................................................................................................................................... 64 2.9.2.2.4 Broyeurs en ligne ........................................................................................................................... 65

2.9.2.3 L’ergonomie ........................................................................................................................................ 65 2.9.2.4 Pompes centrifuges : type d’hydrauliques (roues) .............................................................................. 66

2.9.2.4.1 Section de passage ......................................................................................................................... 66 2.9.2.4.2 Vortex ............................................................................................................................................. 66 2.9.2.4.3 Monocanal ..................................................................................................................................... 67 2.9.2.4.4 Multi canal ..................................................................................................................................... 67 2.9.2.4.5 Canaux ouverts/hélicoïde/vis centrifuge ....................................................................................... 67

2.9.2.5 Dilacératrice ........................................................................................................................................ 68 2.9.2.6 Broyeuse .............................................................................................................................................. 68

2.9.2.6.1 Hélice ............................................................................................................................................. 68 2.9.2.6.2 Choix d’une pompe centrifuge ....................................................................................................... 69

2.9.2.7 Automatisme ‐ Télésurveillance .......................................................................................................... 69 2.9.3 Prise en compte des phénomènes en régime transitoire (les coups de bélier) .............................. 70

2.9.3.1 Définition et symptômes ..................................................................................................................... 70 2.9.3.2 Origines du phénomène ...................................................................................................................... 70 2.9.3.3 Dispositifs de protection contre les coups de bélier ........................................................................... 70

2.9.3.3.1 Aspiration auxiliaire ....................................................................................................................... 70 2.9.3.3.2 Réservoir anti‐bélier à régulation d’air automatique (ARAA) ......................................................... 71 2.9.3.3.3 Réservoir anti‐bélier à vessie ......................................................................................................... 71

2.10 LIMITEUR, REGULATEUR DE DEBIT ............................................................................................................... 73 2.10.1 Objectifs .................................................................................................................................... 73 2.10.2 conception ................................................................................................................................ 73 2.10.3 Principe des dispositifs couramment utilisés ............................................................................ 74

2.10.3.1 Orifice .................................................................................................................................................. 74 2.10.3.2 Lame déversante ................................................................................................................................. 75 2.10.3.3 Régulateur à flotteur ........................................................................................................................... 76 2.10.3.4 Régulateur à effet Vortex .................................................................................................................... 77 2.10.3.5 Les régulateurs à membrane ............................................................................................................... 78 2.10.3.6 Ecrémeur de surface ............................................................................................................................ 78 2.10.3.7 Déversoir flottant ................................................................................................................................ 79 2.10.3.8 Déversoir FILIPPI .................................................................................................................................. 79 2.10.3.9 Vanne de régulation ............................................................................................................................ 80

2.11 RESERVOIRS DE CHASSE ............................................................................................................................ 81 2.12 REGARDS DE CHUTE ................................................................................................................................. 83 2.13 LES DECANTEURS ..................................................................................................................................... 83 2.14 LES TECHNIQUES ALTERNATIVES .................................................................................................................. 85

2.14.1 Toiture réservoir ....................................................................................................................... 86 2.14.2 bassins de rétention .................................................................................................................. 87 2.14.3 Chaussée réservoir .................................................................................................................... 87 2.14.4 Puits d'infiltration ..................................................................................................................... 88 2.14.5 Tranchée drainante .................................................................................................................. 88 2.14.6 Noues ........................................................................................................................................ 89


3 DIMENSIONNEMENT DES RESEAUX ..................................................................................................... 90

3.1 CALCUL DES DEBITS ...................................................................................................................................... 90 3.1.1 Les débits de temps sec ................................................................................................................. 90

3.1.1.1 Différents taux ..................................................................................................................................... 91 3.1.1.2 Débits d'eaux usées domestiques ....................................................................................................... 92

3.1.1.2.1 Débits moyens ................................................................................................................................ 92 3.1.1.2.2 Débits maximaux ............................................................................................................................ 93

3.1.1.3 Débits d'eaux usées non domestiques ................................................................................................ 94 3.1.1.3.1 Généralités ..................................................................................................................................... 94 3.1.1.3.2 Estimation des débits ..................................................................................................................... 94 3.1.1.3.3 Eaux claires parasites ..................................................................................................................... 96

3.1.1.4 Débits de pointe de temps sec ............................................................................................................ 96 3.1.2 Les débits de temps de pluie .......................................................................................................... 98

3.1.2.1 Différents types d'entrées pluviométriques ........................................................................................ 98 3.1.2.1.1 Chroniques météorologiques continues (temps sec et temps de pluie) ........................................ 99 3.1.2.1.2 Chroniques évènementielles complètes (non prise en compte des périodes de temps sec) ........ 99 3.1.2.1.3 Chroniques événementielles par classe ....................................................................................... 100 3.1.2.1.4 Chroniques évènementielles ou pluies ponctuelles historiques .................................................. 101 3.1.2.1.5 Les pluies de projet ...................................................................................................................... 101 3.1.2.1.6 L'intensité moyenne maximale de la pluie pour une durée donnée ............................................ 102

3.1.2.2 Transformation de la pluie en débit .................................................................................................. 105 3.1.2.2.1 Paramètres influençant la transformation pluie‐débit................................................................. 106

3.1.2.3 Evaluation du débit de pointe par les modèles globaux .................................................................... 112 3.1.2.3.1 Cas du bassin versant urbain ........................................................................................................ 112 3.1.2.3.2 Cas du bassin versant rural .......................................................................................................... 115

3.2 LES COLLECTEURS ....................................................................................................................................... 118 3.2.1 Dimensionnement des canalisations à pleine section ................................................................. 119

3.2.1.1 Formules usuelles pour les canaux artificiels .................................................................................... 119 3.2.1.1.1 La formule de Manning‐Strickler .................................................................................................. 119 3.2.1.1.2 Formule de White et Colebrook ................................................................................................... 120 3.2.1.1.3 L’approche de la norme EN 752 ................................................................................................... 122

3.2.2 Evaluation de la hauteur normale ............................................................................................... 123 3.2.2.1 Calcul classique .................................................................................................................................. 123 3.2.2.2 Prise en compte de la compléxité de l’écoulement : approche de camp .......................................... 123 3.2.2.3 Incidence des ouvrages singuliers ..................................................................................................... 125

3.2.2.3.1 La prise en compte globale .......................................................................................................... 125 3.2.2.3.2 Sommation des pertes de charges linéaires et singulières .......................................................... 125

3.2.2.3.3 Pertes de charges singulières incluses dans le coefficient sK .................................................. 126

3.2.2.3.4 Estimation du coefficient 'sK équivalent. .................................................................................... 127

3.2.3 Prise en compte de l’air piégé dans les réseaux enterrés : modèle de Lautrich .......................... 129 3.2.4 prise en compte des conditions d’écoulement ............................................................................ 131

3.2.4.1 Le phénomène physique ................................................................................................................... 131 3.2.4.2 Impact des ouvrages sur les ondulations de surface : modèle de Sauerbrey .................................... 131

3.2.4.2.1 Pente limite en fonction du débit relatif ...................................................................................... 131 3.2.4.2.2 Taux de remplissage en fonction de la pente limite..................................................................... 132

3.2.4.3 Impact du régime d’écoulement sur les ondulations de surface : modèle de Hager ........................ 133 3.2.5 Les écoulements aérés ................................................................................................................. 134

3.2.5.1 Description des phénomènes ............................................................................................................ 134 3.2.5.2 Relations expérimentales .................................................................................................................. 134 3.2.5.3 Exemple ............................................................................................................................................. 135

3.2.6 L’autocurage ............................................................................................................................... 137 3.2.6.1 Introduction ....................................................................................................................................... 137 3.2.6.2 L’autocurage à travers la contrainte de cisaillement......................................................................... 137

3.2.6.2.1 Définition ..................................................................................................................................... 137 3.2.6.2.2 Transports pour un écoulement faiblement chargé .................................................................... 138 3.2.6.2.3 Mise en mouvement d’une particule ........................................................................................... 139

3.2.6.3 L’approche de l’INT 77‐284 ............................................................................................................... 142 3.2.6.4 L’approche de la norme EN 752 ........................................................................................................ 143 3.2.6.5 L’approche de l’ATV ........................................................................................................................... 143

3.2.7 Proposition d’une Méthode de dimensionnement globale ......................................................... 145


3.2.7.1 Les paramètres de base (projet) ........................................................................................................ 145 3.2.7.2 La détermination du régime hydraulique .......................................................................................... 145 3.2.7.3 Détermination du diamètre ............................................................................................................... 145

3.2.7.3.1 Diamètre du collecteur : D ........................................................................................................... 145 3.2.7.3.2 Taux de remplissage en fonction de la pente limite..................................................................... 145 3.2.7.3.3 Prise en compte de l’air piégé dans les réseaux enterrés : modèle de Lautrich .......................... 146 3.2.7.3.4 Prise en compte de la compléxité de l’écoulement : approche de Camp .................................... 146 3.2.7.3.5 Diamètre commercial : DN ........................................................................................................... 146 3.2.7.3.6 Vérification des écoulements aérés ............................................................................................. 146 3.2.7.3.7 Vérification de la sécurité par rapport Impact du régime d’écoulement sur les ondulations de surface : modèle de Hager ................................................................................................................................ 146 3.2.7.3.8 Vérification de l’autocurage ......................................................................................................... 146

3.2.8 Annexes ....................................................................................................................................... 147 3.2.8.1 Valeurs de rugosité de peau .............................................................................................................. 147

3.2.8.1.1 Tableaux issu de CARLIER ............................................................................................................. 147 3.2.8.1.2 Tableaux issus de HAGER ............................................................................................................. 148

3.2.8.2 Ouvrages d’accès au réseau .............................................................................................................. 150 3.3 LES DEVERSOIRS D'ORAGES .......................................................................................................................... 153

3.3.1 Conception – dimensionnement .................................................................................................. 155 3.3.2 Dimensionnement des déversoirs ................................................................................................ 157 3.3.3 Formule d’orifices ........................................................................................................................ 157 3.3.4 Formules de leaping weir ............................................................................................................ 159

3.3.4.1 Le leaping weir rectangulaire ............................................................................................................ 159 3.3.4.2 Le leaping weir parabolique .............................................................................................................. 160

3.3.5 Formules de déversoir à crête ..................................................................................................... 162 3.3.5.1 Déversoir frontal à seuil haut ............................................................................................................ 162 3.3.5.2 Déversoir frontal à seuil bas .............................................................................................................. 164 3.3.5.3 Déversoirs latéraux à seuil bas .......................................................................................................... 165 3.3.5.4 Déversoirs latéraux à seuil haut ........................................................................................................ 166

3.4 LES OUVRAGES DE STOCKAGE : LES BASSINS ..................................................................................................... 170 3.4.1 Méthode des pluies ..................................................................................................................... 170

3.4.1.1 Hypothèses ........................................................................................................................................ 170 3.4.1.2 Principes de la méthode .................................................................................................................... 170

3.4.2 Méthode des volumes ................................................................................................................. 172 3.4.2.1 Hypothèses ........................................................................................................................................ 172 3.4.2.2 Principes de la méthode .................................................................................................................... 172 3.4.2.3 Amélioration de la méthode.............................................................................................................. 174

3.4.3 Méthode de la pluie critique ........................................................................................................ 175 3.4.3.1 Origine de la méthode ....................................................................................................................... 175 3.4.3.2 Description de la méthode ................................................................................................................ 175 3.4.3.3 Amélioration de la méthode.............................................................................................................. 176

3.4.4 méthode IT 77 ............................................................................................................................. 177 3.4.5 méthode Agence de l’Eau Rhin‐Meuse ........................................................................................ 179

3.4.5.1 Présentation ...................................................................................................................................... 179 3.4.5.2 Eléments méthodologique pour sur la notion d’impact .................................................................... 181

3.4.5.2.1 Une impasse à éviter .................................................................................................................... 181 3.4.5.2.2 Pour une nouvelle approche ........................................................................................................ 181

3.4.5.3 Base de calcul pour les épisodes pluvieux et le milieu naturel .......................................................... 182 3.4.5.3.1 Le milieu naturel : notion d’état de référence ............................................................................. 182 3.4.5.3.2 La connaissance des pluies ........................................................................................................... 182

3.4.5.4 Eléments de calcul des épisodes pluvieux et des pollutogrammes ................................................... 183 3.4.5.4.1 L’analyse des pluies ...................................................................................................................... 183 3.4.5.4.2 Pluies et pollutogramme .............................................................................................................. 183

3.4.5.5 Approche de l’impact ........................................................................................................................ 184 3.4.5.5.1 Respect des 90% de la période critique ....................................................................................... 184 3.4.5.5.2 Etude de la période de déclassement de 10% ............................................................................. 185

3.4.6 Dispositions constructives ........................................................................................................... 185 3.5 LES STATIONS DE POMPAGES ........................................................................................................................ 186

3.5.1 Volume utile de la bâche de reprise ............................................................................................ 186 3.5.2 Prévision qualitative de la production H2S .................................................................................. 187

3.6 LES DECANTEURS ....................................................................................................................................... 188


3.6.1 Dimensionnement ....................................................................................................................... 188 3.6.2 Vitesse de chute des particules en suspension ............................................................................ 188

4 LA MODELISATION ............................................................................................................................ 190

4.1 MODELISATION : CONCEPTS, APPROCHES, ET ETAPES ........................................................................................ 190 4.1.1 Les modèles ................................................................................................................................. 190 4.1.2 Les différents types de modèles .................................................................................................. 190 4.1.3 Les problèmes à résoudre ............................................................................................................ 191 4.1.4 Etapes méthodologiques ............................................................................................................. 192

4.2 PRISE EN COMPTE DES DONNEES ................................................................................................................... 194 4.2.1 Origine et types de données du site ............................................................................................ 195 4.2.2 Les données « mesurées » événementielles ................................................................................ 196

4.2.2.1 Les grandeurs mesurables ................................................................................................................. 196 4.2.2.2 Spécificité des mesures par temps de pluie ...................................................................................... 197 4.2.2.3 Mesure des pluies ............................................................................................................................. 197 4.2.2.4 Mesure du débit ................................................................................................................................ 198 4.2.2.5 Mesure de la pollution ...................................................................................................................... 199 4.2.2.6 Synthèse des erreurs de mesures ...................................................................................................... 202

4.3 LES PRINCIPAUX PHENOMENES ..................................................................................................................... 203 4.3.1 La modélisation hydrologique ..................................................................................................... 205

4.3.1.1 Transformation pluie brute‐pluie nette............................................................................................. 206 4.3.1.2 Transformation pluie nette‐ruissellement ........................................................................................ 206

4.3.2 La modélisation hydraulique ....................................................................................................... 208 4.3.2.1 Les collecteurs ................................................................................................................................... 208

4.3.2.1.1 Le modèle classique de Muskingum ............................................................................................. 208 4.3.2.1.2 Le modèle de Barrée de Saint Venant .......................................................................................... 209

4.3.2.2 Simulation des confluences et des défluences .................................................................................. 210 4.3.2.3 Le déversoir latéral ............................................................................................................................ 210 4.3.2.4 Exutoire ............................................................................................................................................. 211 4.3.2.5 Bassin de retenu ................................................................................................................................ 212

4.4 SCHEMATISATION, CALAGE, VALIDATION ET EXPLOITATION ................................................................................. 213 4.4.1 Schématisation préalable ............................................................................................................ 213 4.4.2 Critères de comparaison .............................................................................................................. 214 4.4.3 Le calage ...................................................................................................................................... 216 4.4.4 La validation ................................................................................................................................ 221

Environment

Hydrologie et hydraulique urbaine en réseau d'assainissement 2013