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ii

Sommaire
MODULE HYDRAULIQUE APPLIQUEE AUX
RESEAUX D’ASSAINISSEMENT ...................................... 1
Chapitre 1 : Introduction à l’assainissement ......................... 1
1.1.
Définition ................................................................................................................... 1
1.2.
Natures des eaux d’assainissement ............................................................................ 1
1.2.1.
Eaux de ruissellement : ...................................................................................... 1
1.2.2.
Eaux usées, d’origine domestiques : .................................................................. 1
1.2.3.
Eaux industrielles :............................................................................................. 1
1.3.
Types de système d’assainissement, leurs avantages et inconvénients ...................... 2
1.3.1.
Système séparatif ................................................................................................ 2
1.3.2.
Système unitaire ................................................................................................. 2
1.3.3.
Système pseudo-séparatif ................................................................................... 3
1.3.4.
Assainissement individuel .................................................................................. 3
1.4.
Schéma des réseaux d’assainissement........................................................................ 4
1.4.1.
Le schéma perpendiculaire : .............................................................................. 4
1.4.2.
Schéma d’équipement par déplacement latéral : ............................................... 4
1.4.3.
Schéma d’équipement à collecteur transversal ou oblique : ............................. 4
1.4.4.
Schéma par zones étagées ou schéma par interception : .................................. 5
1.4.5.
Schémas sectionnels : ......................................................................................... 5

Chapitre 2 : Evaluation des débits des eaux usées................. 6
2.1.
Généralités :................................................................................................................ 6
2.2.
Eaux usées domestiques : ....................................................................................... 6
2.2.1.
Qualité des Eaux domestiques : ......................................................................... 6
2.2.2.
Calcul des débits des eaux usées ........................................................................ 7
2.3.
Les eaux industrielles : ............................................................................................... 9
2.3.1.
Qualité des eaux industrielles : .......................................................................... 9
2.3.2.
Quantités à évacuer : ......................................................................................... 9

Chapitre 3: Détermination des débits d’eaux pluviales ....... 12
3.1.
Introduction sur la détermination des débits d’eaux pluviales ................................. 12
3.2.
Paramètres utilisés .................................................................................................... 12
3.2.1.
Intensité ............................................................................................................ 12
3.2.2.
Temps de concentration : ................................................................................. 12
3.2.3.
Coefficient de ruissellement : ........................................................................... 14
3.3.
Méthode rationnelle.................................................................................................. 17
3.4.
Formule générale du modèle de Caquot (ajusté par DESBORDES) ....................... 23

Chapitre 4 : Dimensionnement des conduites
d’assainissement .................................................................... 29
4.1.
Bases de calcul ......................................................................................................... 29
4.2.
Calcul des réseaux unitaires ..................................................................................... 29
4.2.1.
Calcul des sections : ......................................................................................... 29
4.2.2.
Conditions d’écoulement : ............................................................................... 30
4.2.3.
Conditions d’implantation et de fonctionnement des réseaux : ....................... 30
4.3.
Calcul des réseaux séparatifs.................................................................................... 31
4.3.1.
Ouvrages pluviaux: .......................................................................................... 31
4.3.2.
Canalisations d’eaux usées .............................................................................. 31

i

Chapitre 5 : Dimensionnement des ouvrages
d’assainissement .................................................................... 35
5.1.
5.2.
5.3.

Déversoirs d’orage: ............................................................................................. 35
Bassins de retenue:............................................................................................... 39
Siphons à point bas: ............................................................................................. 41

Chapitre 6 : Eléments constitutifs des réseaux
d’assainissement .................................................................... 42
6.1
Ouvrages principaux ................................................................................................ 42
6.1.1
Conduites préfabriquées .................................................................................. 43
6.1.2
Autres produits utilisés (fonte ductile) ............................................................. 53
6.1.3
Conduites coulées sur place ............................................................................. 54
6.1.4
Ouvrages visitables de profils particuliers : .................................................... 54
6.2
Ouvrages annexes :................................................................................................... 55
6.2.1
Regards de visite .............................................................................................. 55
6.2.2
Bouches d’égout ............................................................................................... 57
6.2.3
Branchements particuliers : ............................................................................ 58
6.2.4
Stations de relèvement : ................................................................................... 59

ANNEXES ............................................................................. 60

ii

MODULE HYDRAULIQUE APPLIQUEE AUX RESEAUX
D’ASSAINISSEMENT
Chapitre 1 : Introduction à l’assainissement

1.1. Définition
L’assainissement des agglomérations a pour objet d’assurer l’évacuation de l’ensemble des
eaux pluviales et usées ainsi que leur rejet dans les exutoires naturels sous des modes
compatibles avec les exigences de la santé publique et de l’environnement.

1.2. Natures des eaux d’assainissement
Les eaux d’assainissement sont de trois types :


Eaux de ruissellement



Eaux usées, d’origine domestique



Eaux industrielles

Ces eaux peuvent être séparées ou mélangées, ce qui fait apparaître la notion de l’effluent
urbain constitué par des eaux usées, d’origine domestiques, plus ou moins polluées par des
eaux industrielles et plus ou moins diluées par des eaux de ruissellement..
Les caractères de chacune de ces trois catégories sont :
1.2.1. Eaux de ruissellement :
Les eaux de ruissellement comprennent les eaux de la pluie, les eaux de lavage et les eaux de
drainage.
La pollution des eaux de ruissellement est variable dans le temps, plus forte au début d’une
précipitation qu’à la fin par suite de nettoyage des aires balayées par l’eau.
1.2.2. Eaux usées, d’origine domestiques :
Les eaux usées d’origine domestiques comprennent :
• Les eaux ménagères (eaux de cuisine, de lessive, de toilette,….)
• Les eaux vannes (en provenance des WC, matières fécales et urines).
1.2.3. Eaux industrielles :
Les eaux industrielles sont celles en provenance des diverses usines de fabrication ou de
transformation.

1

1.3. Types de système d’assainissement, leurs avantages et
inconvénients
Les systèmes d’assainissement les plus rencontrés sont :
- Le système séparatif
- Le système unitaire
- Le système pseudo-séparatif
- Le système individuel
1.3.1. Système séparatif
Le système séparatif se compose de deux réseaux : un réseau pour les eaux usées et un réseau
pour les eaux pluviales.
La collecte séparative des eaux usées domestiques nécessite des ouvrages de section réduite
en raison du volume limité des effluents en cause. C’est un système économique pour autant
que l’évacuation des eaux pluviales ne nécessite pas un autre réseau complet c’est à dire
qu’elle puisse être réalisée en faisant un large appel au ruissellement dans les caniveaux.
Le recours à un assainissement séparatif peut être avantageux, en particulier pour
l’équipement de quartiers résidentiels réalisés progressivement, si le réseau unitaire existant
à l’aval, est sur le point d’être saturé, ou se trouve saturé.
1.3.2. Système unitaire
Il s’impose lorsqu’il n’y a pas de possibilité de concevoir économiquement un réseau des
eaux pluviales de surface, c’est à dire :
• Si l’exutoire est éloigné des points de collecte.
• Lorsque les pentes du terrain sont faibles, ce qui impose de grosses sections aux
réseaux d’égouts séparatifs.
• Lorsque la proportion de surfaces imperméables (toitures, chaussées, parking,
cours) est très élevée et que leurs pentes sont faibles, ce qui impose des ouvrages
d’évacuation importants, où il est possible, sans dépenses supplémentaires, d’ajouter
les eaux résiduaires domestiques.
Il est reconnu que le système unitaire est intéressant par sa simplicité, puisqu’il suffit d’une
canalisation unique dans chaque voie publique et d’un seul branchement pour chaque
habitation.
Le premier flot d’orage fortement souillé, parvient jusqu’à l’aval du réseau, les déversoirs
d’orages n’étant pas encore entrés en action, une partie des eaux de ruissellement est donc
traitée dans la station d’épuration.

2

1.3.3. Système pseudo-séparatif
Les eaux météoriques y sont divisées en deux parties :
• D’une part, les eaux provenant des surfaces de voiries qui s’écoulent par des
ouvrages conçues à cet effet : caniveaux, fossés, etc ...
• D’autre part, les eaux des toitures, cours, jardins qui déversent dans le réseau
d’assainissement à l’aide des mêmes branchements que ceux des eaux usées
domestiques.
Ce système est intéressant lorsque les surfaces imperméabilisées collectives (voiries, parking,
etc ...) représentent une superficie importante avec de fortes pentes.
Il constitue alors une alternative au réseau séparatif, en réduisant le nombre de
branchements par habitation à un.
1.3.4. Assainissement individuel
L’assainissement individuel est le système utilisé dans les zones urbaines à faible densité dans
lesquelles les eaux usées d’une habitation sont éliminées au niveau même de cette habitation
ou à l’extérieur dans un terrain limitrophe.

Avantages et inconvénients des systèmes d’assainissement
Système d’assainissement

Séparatif

Unitaire

Pseudo-séparatif

Individuel

Avantages
- Permet d’évacuer
rapidement les eaux
- Assure à la STEP un
fonctionnement régulier
- Simple
- Un seul réseau
- Pas de risques d’erreur de
branchement
- Eaux usées et eaux de
ruissellement des habitations
combinées
- Pas de risques d’erreurs de
branchement
- Possibilité d’assainissement
de zones de faible densité
- Investissement réduit

Inconvénients
- Risques d’erreurs de
branchement
- Investissement important
pour mise en place de 2
réseaux
- Dilution des eaux de la
STEP en période pluvieuse
(débit très variable)
- Ouvrages importants
- Investissement important
pour mise en place de 2
réseaux
- Risques de pollution des
eaux souterraines

3

1.4. Schéma des réseaux d’assainissement
Un réseau d’assainissement est conçu comme un réseau ramifié.
On peut classer les diverses ossatures entre un nombre de schémas types :
1.4.1. Le schéma perpendiculaire :
On l’appelle également schéma à écoulement direct. Il convient par exemple aux réseaux des
eaux de pluie en système séparatif.

1.4.2. Schéma d’équipement par déplacement latéral :
Il est également appelé schéma à collecteur latéral. Ses eaux sont recueillies dans un
collecteur parallèle au cours d’eau. Il permet de reporter l’effluent à l’aval de
l’agglomération. Son désavantage principal est qu’il nécessite souvent des relèvements.

1.4.3. Schéma d’équipement à collecteur transversal ou oblique :
Le ou les collecteurs orientés par rapport à la pente topographique et à la direction de
l’écoulement de la rivière comporte des égouts ramifiés ; ces derniers reportent par gravité le
débouché du réseau plus loin à l’aval que dans le schéma précédent.

4

1.4.4. Schéma par zones étagées ou schéma par interception :
Le schéma est une transposition du schéma par déplacement latéral, mais avec multiplication
des collecteurs longitudinaux ; il permet de décharger le collecteur bas des apports en
provenance du haut de l’agglomération.

1.4.5. Schémas sectionnels :
Ils sont divisés en deux groupes :
-

Schéma sectionnel à centre collecteur unique

-

Schéma d’équipement radial (ou à secteurs multiples)

1.4.5.1.

Schémas sectionnels à centre collecteur unique :

Le réseau converge sur un centre. A partir de ce centre, l’effluent est refoulé dans un
émissaire de transport.

1.4.5.2.

Schémas d’équipement radial :

Le système comporte plusieurs schémas en éventail

Les schémas sectionnels conviennent spécialement aux régions uniformément plates. Le
système séparatif s’applique bien dans de tels schémas à cause de la multiplicité des rejets.

5

Chapitre 2 : Evaluation des débits des eaux usées
2.1. Généralités :
Les calculs des débits d’eaux usées portent essentiellement sur l’estimation des quantités et de
la qualité de rejets liquides provenant des habitations et lieux d’activité.
Les rejets unitaires à considérer dépendent des facteurs socio- économiques que l’on peut
intégrer dans les catégories d’occupation des sols, en fonction de l’importance de
l’agglomération et de son activité dominante, sa spécificité.
Après les différents usages, les principes d’assainissement sont l’évacuation rapide, sans
stagnation des eaux usées pour éviter les fermentations putrides et les rejets qui pourraient
provoquer la contamination du milieu récepteur, tout en tenant compte des contraintes
économiques d’équipement.
Les eaux spécifiquement industrielles : eaux de refroidissement, de lavages des produits ou
résultant de certains processus, doivent théoriquement être traitées, ou détoxiquées avant
rejet dans le réseau.
Les eaux usées sont d’origine :


Domestique :



Industrielle



Equipements publics

2.2.

Eaux usées domestiques :

2.2.1. Qualité des Eaux domestiques :
Les eaux usées contiennent, en général, les matières polluantes que nous pouvons classer
comme suit :


Des matières solides



Des nutriments,



Des métaux lourds et



Des organismes pathogènes.

a- Matières solides
C’est l’ensemble des matières en suspension et des sels dissous généralement exprimés en
masse après évaporation de l’eau. Ces matières sont divisées en deux parties :
¾ Les matières en suspension qui flottent à la surface ou qui sont en suspension
dans la masse d’un liquide et que l’on peut enlever par filtration.
¾ Les matières dissoutes et colloïdales contenues dans l’eau et obtenues par
différence entre les matières solides et les matières en suspension.

6

b- Nutriments
Ce sont des éléments essentiels à la croissance des plantes. Leur déversement dans un cours
d’eau favorise la croissance des plantes aquatiques indésirables. Les deux nutriments les plus
importants sont l’azote (N) et le phosphore (P). Les eaux usées en contiennent de façon
significative.
c- Organismes pathogènes
Les organismes pathogènes proviennent d’êtres humains infectés. Ils peuvent causer des
maladies telles que la diarrhée, le choléra, etc… Ils sont présents en grand nombre dans les
eaux usées.
d- Métaux lourds
Les métaux lourds (Pb, Cd, Cr, etc) sont toxiques lorsqu’ils sont présents en quantités
appréciables. Ils peuvent nuire à la vie aquatique dans les cours d’eau ou empêcher le
fonctionnement normal des traitements biologiques. Ils proviennent généralement des rejets
industriels.

2.2.2. Calcul des débits des eaux usées
La production des eaux usées dépend de la consommation d’eau potable, du taux de retour à
l’égout Tres ainsi que du taux de raccordement au réseau d’égout Trac. Elle est calculée
comme suit :
Qm,EU = Tres x Trac x Qm,AEP
avec
Qm,AEP : consommation moyenne d’eau potable.
Le calcul des besoins de consommation d’eau potable se fait sur la base de la formule suivante
:
Qm,AEP = qpb x Ppb + qAdm x Ptot + qInd x Ptot + ...


Ppb : population branchée au réseau d’ eau potable

avec

Ppb = TB x Ptot
TB taux de branchement au réseau d’eau potable
Ptot population totale de la ville.
qpb : dotation en eau de la population branchée
qAdm dotation des administrations

qInd dotation des industries

7

Débit de pointe journalière :
Le calcul de pointe lors du jour de production maximale Qmax,j est fait en se basant sur la
pointe journalière relative à la consommation en eau potable. Le débit maximal journalier se
calcule de la manière suivante :
Qmax,j = Cpj x Qm,EU
Le coefficient de la pointe journalière, Cpj, est le rapport du volume moyen d’eau potable des
trois journées successives les plus chargées de l’année sur le volume moyen annuel.
Débit de pointe horaire :
Le débit de pointe horaire tient compte de la variation de la production en eaux usées lors
d’une journée. Le débit maximal horaire de temps sec se calcule de la manière suivante :
Qmax,h = Cpj x Cph x Qm,EU
24
Le coefficient de pointe horaire Cph se définit comme le rapport du débit maximum dans
l’heure la plus chargée QmaxEU sur le débit moyen journalier Qm,EU, .:
Le coefficient de pointe horaire est déterminé par la formule ci-dessous, en cas d’absence de
statistiques :
Cph = a +

b
QM (l / s )

p ≤ 3 ; a = 1,5 ; b = 2

Le débit maximal de temps sec exprimé en l/s se calcule de la manière suivante :
Qmax,EU = Cpj x Cph x Qm,EU (m3/j)x1000
24x3600
L’expression générale de ce débit de pointe en tenant compte de la répartition spatiale des
usagers de l’eau est :
Qmax,EU = Cpj x Cph x Σ(Si x dix dNG ) x Tres x Trac x x

1

(l/s)

24x 3600

Cpj : coefficient de pointe journalière
Cph : coefficient de pointe horaire
Si

: superficie (ha) du sous-bassin correspondant à la zone homogène i

di

: densité brute en hab/ha de la zone homogène i

Trac : taux de branchement à l’égout
Tres : coefficient de retour à l’égout
dNG : dotation en eau (l/j/hab.)

8

2.3. Les eaux industrielles :
Les eaux industrielles sont celles en provenance des diverses usines de fabrication ou de
transformation.
2.3.1. Qualité des eaux industrielles :
Les eaux industrielles sont extrêmement variées selon le genre de l’industrie dont elles
proviennent. Elles contiennent les substances les plus diverses, pouvant être acides ou
alcalines, corrosives ou entartrantes à température élevée, souvent odorantes et colorées.
Ces eaux peuvent nécessiter un prétraitement en usine car il faut éviter d’accueillir dans le
réseau général, des eaux dont le traitement se révélerait difficilement compatible avec celui
des effluents urbains.
2.3.2. Quantités à évacuer :
Les quantités d’eaux évacuées par les industries dépendent de plusieurs facteurs :
-

Nature de l’industrie

-

Procédure de fabrication utilisée

-

Taux de recyclage effectivement réalisé

Il ne peut donc être indiqué que des fourchettes de quantités évacuées, une étude étant à
entreprendre dans chaque cas particulier.
Une étude de consommation d’eau a permis de dégager trois types de zones :
-

Zones d’entrepôts. ou de haute technicité : 10 à 12 m3 / j /ha lot

-

Zones d’emplois, petites industries et ateliers : 20 à 25 m3 /j /ha lot

-

Zones d’industries moyennes : 50 à 150 m3 /j / ha lot

En ce qui concerne le rapport du débit de pointe horaire au débit moyen horaire calculé sur
le nombre d’heures de travail, celui-ci, se situe généralement, entre les valeurs 2 et 3.

9

Application2.1 : Calcul des débits d’eaux usées de Béni Mellal :
La population de la ville de Béni Mellal, d’après le recensement de l’année 1994 est de
l’ordre de 140212 habitants.
On demande de calculer pour les horizons 2005, 2010, 2015, 2020 et 2025 :
1. Les besoins en eau moyens en m3/j
2. Les débits moyens d’eaux usées en temps sec et les débits maximums en temps sec en
m3/j
Les hypothèses retenues pour ces calculs sont récapitulées sur le tableau suivant :
DESIGNATION

2005

2010

2015

2020

2025

2.25%
92%

1.93%
94%

1.60%
96%

1.60%
98%

75
12
10

80
15
10

80
15
10

80
15
10

74%

75%

80.0%

85%

90.0%

100%
20%
1.30
1.8

100%
20%
1.30
1.8

100%
20%
1.30
1.8

100%
20%
1.30
1.8

100%
20%
1.30
1.8

POPULATION
TAUX D'ACCROISST (%)
TAUX DE BRANCHTAU RESEAU AEP (%)

2.53%
90%

DOTATIONS EN EAU POTABLE (l/j/hab.)
POPULATION BRANCHEE
ADMINISTRATIVE
INDUSTRIELLE

70
10
10

RESEAU EAUX USEES
Taux de branchement à l'égout TBE (domestique)
Taux de branchement à l'égout TBE (Admnistratif +
Industriel)
Rapport EU parasites par rapport au Qmj (%)
Coef de pointe Journalière
Coef de pointe horaire mesuré

Le taux d’accroissement de la population entre 1994-2000 et entre 2000-2005 :
- 1994-2000 : 2,75 %
- 2000-2005 : 2,53 %
Le taux de restitution à l’égout : 80 %
Application 2.2 : Calcul des débits d’eaux usées en tenant compte de la
répartition spatiale des usagers:
Déterminer le débit de dimensionnement de chaque tronçon du collecteur B (voir tableau cidessous) en tenant compte de la répartition spatiale des usagers.
Les caractéristiques des bassins sont données dans le tableau ci-dessous :
Nom du Tronçon du
Collecteur collecteur

B


BV

0-1

B1

1-2

B2

2-3

B3

3-5

B4

Type
Habitat
IO
RF
IO
RF
RF
RN
Souk

Surface
Taux
DENSITE
[Ha]
rempl(%) (hab/ha)
3.85
23%
250
1.96
8%
40
5.9
23%
250
6.75
8%
40
7.54
8%
40
11.04
3.46

10

Les hypothèses de calcul sont les suivantes :
La dotation en eau domestique
La dotation en eau du souk
Pointe horaire :
Pointe journalière :
Taux de branchement:
CR dom
CR ind
Pourcentage des Eaux parasites par rapport au débit moyen:

65
l/j/hab
7000
l/j/ha
2.00
1.30
80%
0.80
0.80
30%

11

Chapitre 3: Détermination des débits d’eaux pluviales
3.1. Introduction sur la détermination des débits d’eaux pluviales
On distingue deux principales méthodes de calcul des débits pluviaux :


La méthode la plus ancienne et la plus utilisée en dehors du Maroc et de la France
(essentiellement dans les pays anglophones) est la méthode dite « rationnelle » dont la
formule de base est très simple, mais elle devient beaucoup plus complexe à utiliser
manuellement si on intègre tous les correctifs et si on procède à une décomposition
analytique fine.



La plus utilisée en France et au Maroc et nommée « méthode superficielle de
Caquot ». Elle permet de calculer en un certain nombre de points du système
l’écoulement des débits maxima pour un orage donné.
La méthode n’indique pas les temps auxquels ces débits seront atteints.

3.2. Paramètres utilisés
Un certain nombre de paramètres interviennent dans l’établissement des formules précitées
parmi lesquels on distingue :


L’intensité et la durée de l’averse



La durée de stockage sur le sol et dans les canalisations au moment de l’averse



Le temps de concentration du basin versant

3.2.1. Intensité
L’intensité moyenne I se définit par le rapport de la hauteur d’eau tombée ∆h pendant une
durée donnée ∆t, soit :
I = ∆h/ ∆t
L’intensité de précipitation I (en mm/mn ou en mm/h) est déterminée à partir des courbes
intensité - durée – fréquence (IDF) pour une durée égale au temps de concentration.
L’intensité s’exprime en fonction des paramètres a et b par la formule de Montana :
I (mm/mn)=a.tb; t en mn obtenus à partir des courbes IDF
3.2.2. Temps de concentration :
Le temps de concentration ou plus long parcours de l’eau se compose de :


Du temps t1 mis par l’eau pour s’écouler dans les canalisations.

t1 =

L ( Longueur )
V (Vitesse de l ' eau )

12



Du temps t2 mis par l’eau pour atteindre le premier ouvrage d’engouffrement ou
bouche d’égout. D’après Caquot :
t2 = I

− 4
p

11

Ip : pente moyenne de cheminement hydraulique sur la surface du sol (m/m).


Du temps t3 du ruissellement dans un bassin qui ne comporte pas de canalisation :
t3 =

L
11 I p

Le temps de concentration peut donc avoir trois aspects:


Le bassin ne comporte pas de canalisation ; tc =t3



Le bassin comporte un parcours superficiel puis une canalisation ; tc = t3+t1



Le bassin est urbanisé et comporte une canalisation principale et des branchements
tertiaires ; t2 + t1

De nombreuses formules empiriques permettent de calculer le temps de concentration, parmi
lesquelles :
-

Formule du service routier de l’état de Californie :
⎛ L ⎞

tc = 3,98⎜
⎜ Ip ⎟



0 , 77

qui a été adaptée pour les zones non allongées et conduit à :
3

⎛ 3 S .L ⎞ 4

tc = 4.⎜
⎜ Ip ⎟


tc : temps de concentration (en heures)
S : Surface du bassin versant en Km2.
L : Longueur du plus long parcours de l’eau en km
Ip : pente (m/m)
Ces formules sont applicables pour des pentes > 0,003
-

Méthode simplifiée de calcul de tc pour une zone urbanisée :

On admet un temps de circulation superficielle égale à 5 mn et une vitesse en égout égale à
1m/s.

tc = t1 + t2 = 5mn +

L
V

tc (mn) = 5mn +

L ( m)
60

13

3.2.3. Coefficient de ruissellement :

Le coefficient de ruissellement se définit comme le rapport du volume d’eau qui ruisselle au
volume d’eau tombée sur le bassin considéré.
C=

Volume d ' eau qui ruisselle
Volume d ' eau tombée

Ce coefficient tient compte des pertes de ruissellement qui se composent de :
-

L’évaporation qui varie selon le climat et la saison

-

L’infiltration, qui varie avec la nature du sol

-

Du stockage dépressionnaire, qui tient compte de l’eau retenue dans les petites cavités
du sol ou qui remplit les filets, rigoles, caniveaux et fossés.

Le coefficient de ruissellement peut varier avec la durée de l’averse : la saturation des sols
réduit la capacité d’infiltration des terrains non urbanisés. On devrait admettre un coefficient
C qui varie avec le temps et dépend de l’intensité i(t).
Ce coefficient de ruissellement peut être obtenu de manière simplifiée à l’aide de la formule
suivante :
C=

0,78.t
0,98.t
.P +
(1 − P)
4,53 + t
31.17 + t

t : temps écoulé à partir du commencement de la précipitation.
P : Pourcentage des surfaces imperméables
Des formules utilisées par les anglophones pour le calcul de C sont :
-

Surfaces imperméables :

C = 0,175.t

1
3

Ou

C=

-

t
8+t

Surfaces perméables :

C=

0,3.t
20 + t

t : temps de l’averse en mn.
Dans le cas où on une série de bassins de superficie Ai et de coefficient de ruissellement Ci,
le coefficient de ruissellement équivalent est :
C=

∑C A
∑A
i

i

i

14

Exemple 1 :

C1 = 0,20 ; A1 = 2ha
C2= 0,3 ; A2= 1,5ha
C3= 0,05; A3= 1,8ha
C4 = 0,10; A4 = 2,5ha
Trouver Ceq
Solution 1 :

-

Au point 1
C = C1 = 0,20

-

Au point 2
C=

-

Au point 3
C=

-

C1. A1 + C2 A2
= 0,24
A1 + A2
C1. A1 + C2 A2 + C3 A3
= 0,18
A1 + A2 + A3

Au point 4
C=

C1. A1 + C2 A2 + C3 A3 + C4 A4
= 0,15
A1 + A2 + A3 + A4

15

Les valeurs de C qui sont couramment utilisées sont :
Zone

C

Habitat continu à RDC

0.50

Immeuble

0.60

Villas

0.30

Industrielle

0.40

Voirie

0.80

Ecoles

0.50

Administrative

0.50

Commerce

0.60

Souk

0.25

Sport

0.15

Jardin

0.05

16

3.3. Méthode rationnelle
La méthode rationnelle consiste à estimer les débits à partir d’un découpage du bassin
versant en secteurs A1, A2, ….., Aj,…..An limités par des lignes isochrones telles que l’eau
tombant sur le secteur A1 (respectivement A2, …..Aj, ……, An) arrive à l’exutoire au bout
d’un temps ∆t (respectivement 2∆t, ….., n∆t). Le pas de temps ∆t qui sépare deux isochrones
consécutives dépend de la précision voulue (isochrones : lignes situées à la même distance
hydraulique c’est à dire au même temps de parcours jusqu’à l’exutoire).

Supposons que l’averse dure 1 mn, que son intensité soit I et que dans chaque zone de
superficie Aj délimitée par deux isochrones voisines, le coefficient de ruissellement Cj reste
constant.
Le débit q1 au bout d’1 mn est C1.I.A1
Le débit q2 au bout de 1 à 2 mn est C2.I.A2
Le débit qn de n-1 à n mn est Cn.I.An
Si l’averse dure 2 mn avec la même intensité I, on ajoute à l’hydrogramme élémentaire un
hydrogramme identique décalé de 1mn.
Le débit maximum limite Ql pour l’averse uniforme d’intensité I sera obtenu lorsque la durée
de ladite averse sera égale ou supérieure au temps de concentration tc du bassin : tc = n mn.
Au delà de l’instant tc, le débit à l’exutoire restera constant jusqu’à la fin de la pluie et égal à
la somme des débits.
Ql = q1 + q2 + q3 …. + qn
n

Q = ∑ C j .I . A j
j =1

Pour un bassin de superficie A et de coefficient de ruissellement C et recevant une pluie
d’intensité I, le débit Q est :
Q = C.I . A
L’intensité de précipitation I (en mm/h) est déterminée à partir des courbes intensité - durée fréquence pour une durée égale au temps de concentration.
I = H / tc
avec

17

H: hauteur totale maximum de précipitation relevée pendant une durée égale au
temps de concentration.
tc : temps de concentration.
Le temps de concentration peut être calculé par la formule de Ventura :
tc = m.

A
I


I : pente moyenne du Thalweg principal (m/m)
m : coefficient qui varie suivant les caractéristiques physiques du bassin,
on prend m = 0,1272
Cette méthode soulève des critiques dont les principales sont les suivantes :


La décomposition du bassin en aires isochrones ne peut se faire de façon précise.



On suppose Cj constant, ce qui est peu vraisemblable



On ne tient pas compte du stockage de ruissellement sur le bassin, qui a pour effet
d’étendre la durée de base de l’hydrogramme élémentaire et corrélativement, de
réduire le débit de pointe : tout se passe dans l’application de la méthode, comme si
l’apport de ruissellement provenant d’un point donné s’écoulait à l’exutoire en un
temps égal à la durée de l’averse qui le produit, ce qui n’est pas exact.

Par ailleurs, pour tenir compte de la distribution de la pluie dans l’espace, il y a lieu de lui
appliquer un coefficient de répartition K de la pluie qui diminue lorsque l’on s’éloigne de
l’épicentre.

Le coefficient correctif K est donné d’après la loi de Fruhling par :


Pour des bassins longs (rectangle étroit, Largeur ≤ 0,5 longueur, largeur =A/L)
K = 1 − 0,006 d



Pour des bassins ramassés (Largeur > 0,5 longueur )
K = 1 − 0,005 2.d



La forme générale qui est indépendante de la forme est :
K = 1 − 0,0046 2.d

d : distance entre le point considéré et le centre du bassin.

18

Exemple 2 :

Soit un bassin versant de superficie 10 ha, de coefficient de ruissellement égal à 0.35 et de
longueur 60 m.

Quel est le débit de ruissellement sachant que l’intensité de la pluie est donnée par :
i (mm / h) =

5230
t (mn) + 30

La pente Ip = 0,05 et K =1
t c = t3 =

L
11 I p

Solution 2 :

t c = t3 =

L
11 I p

=

60
= 24,39mn ≈ 24mn
11 0,05

Ö i(mm / h) =

Qmax quand t = tc

5230
= 96,85
24 + 30

96,85 x10−3
Q = C.I . A = 0,35 x
x105 = 0,94m3 / s
3600
Exemple 3 :

Le débit de l’exemple1 est transité par une conduite de longueur 200m. Quel est le débit à la
fin de la conduite ?

tc = t3 + t1 =

L
11 I p

+

L
; V=1m/s
V

19

Solution3 :

tc = t3 + t1 =

L

+

11 I p

Ö

Qmax quand t = tc
Q = C.I . A = 0,35 x

L
60
200
=
+
= 24,39 + 3,33 = 27,72mn ≈ 28mn
V 11 0,05 60(m / mn)
i (mm / h) =

5230
= 90,17
28 + 30

90,17 x10−3
x105 = 0,88m3 / s
3600

Exemple 4 : Bassin urbanisé (k =1) :



Au point 1 : tc = t2 = I p

4
11

; Ip = 0,01


4
11

Aux points 2, 3, 4 : tc = t2 + t1 = I p +

L
; V=1m/s
V

Solution 4 :



Au point 1 :


tc = t2 = I p

4
11

avec Ip = 0,01

C =C1 = 0,30
A = A1 =2ha = 2.10-4 m2


tc = t2 = 0,01
i (mm / h) =

4
11

= 5,34mn

5230
= 147,99
5,34 + 30

Q(1) = C.I . A = 0,30 x

147,99 x10−3
x 2.104 = 0,246m3 / s
3600

20



Au point 2 :


4
11

tc = t2 + t1 = I p +
i (mm / h) =

L(1 − 2)
100
= 5,34 +
= 5,34 + 1,67 = 7mn
V
60

5230
= 141,35
7 + 30

C1. A1 + C2 . A2 0,30 x 2 + 0,25 x3
=
= 0,27
2+3
A1 + A2

C=

A =A1 + A2 = 2 + 3 = 5ha
Q(2) = C.I . A = 0,27 x


Au point 3 :


4
11

tc = t2 + t1 = I p +
i (mm / h) =
C=

141,35 x10−3
x5.104 = 0,53m3 / s
3600

L(1 − 3)
250
= 5,34 +
= 5,34 + 4,17 = 9,51mn
V
60

5230
= 132,38
9,51 + 30

C1 . A1 + C 2 . A2 + C 3 . A3
A1 + A2 + A3

=

0,30 x 2 + 0,25 x3 + 0,15 x1,5
= 0,24
2 + 3 + 1,5

A =A1 + A2 +A3 = 2 + 3 + 1,5 = 6,5ha
132,38 x10−3
Q(3) = C.I . A = 0,24 x
x6,5.104 = 0,57m3 / s
3600


Au point 4 :


4
11

tc = t2 + t1 = I p +
i (mm / h) =
C=

L(1 − 4)
450
= 5,34 +
= 5,34 + 7,5 = 12,84mn
V
60

5230
= 122,08
12,84 + 30

C1. A1 + C2 . A2 + C3 . A3 + C4 . A4 0,30 x 2 + 0,25 x3 + 0,15 x1,5 + 0,05 x1,8
=
= 0,20
A1 + A2 + A3 + A4
2 + 3 + 1,5 + 1,8

A =A1 + A2 +A3+A4 = 2 + 3 + 1,5 + 1,8 = 8,3 ha
Q(4) = C.I . A = 0,20 x

122,08 x10−3
x8,3.104 = 0,56m3 / s
3600

21

Tableau récapitulatif des résultats
Point N°

A (ha)

C

tc (mn)

I (mm/h)

Q (m3/s)

1

2

0,30

5, 34

147,99

0,264

2

5

0,27

7

141,35

0,53

3

6 ,5

0,24

9,51

132,38

0,57

4

8,3

0,20

12,84

122,08

0,56

22

3.4. Formule générale
DESBORDES)

du

modèle

de

Caquot

(ajusté

par

La formule générale de Caquot s’énonce comme suit :
Q(T) = K(T) . I U(T) . C V(T) . AW(T) . m(T)

avec
Q : débit en m3/s
T : période de retour (années)
I : pente moyenne du bassin versant (m/m)
C : coefficient de ruissellement du BV
A : superficie du BV en hectares
m : coefficient correcteur d’allongement du BV
1/(1-b(T).f)
b(T)

a(T) . µ
K (T) =

6 (β+δ)

b(T) . c
U (T) =
1-b(T).f
1
V (T) =
1-b(T).f
[b (T). d] + [1-ε]
W (T) =
1-b(T).f
[ 0,84b (T) ] / [ 1-b (T) . f ]
L
m (T) =
2√A
Avec :

L : longueur du BV (hm)
Les valeurs des paramètres µ , c, d, f, ε , β + δ sont données par l’instruction Française
(1977) :

µ = 0,5 ; c = -0,41 ; d = 0,507 ; f = -0,287 ; ε = 0,05 ; β + δ = 1,1

23

a. Evaluation de la pente :

Pour un bassin urbanisé dont le plus long cheminement hydraulique “ L ” est constitué de
tronçons successifs “ LK ” de pentes IK, l’expression de la pente moyenne qui intègre le temps
d’écoulement le long du cheminement hydraulique le plus éloigné de l’exutoire (ou temps de
concentration) est la suivante :


L
I=⎢

⎣⎢ ∑ Lk / I k ⎥⎦

2

b. Evaluation du coefficient de ruissellement :

Le coefficient de ruissellement “ C ” est pris égal aux taux d’imperméabilisation. Si “ A ” est
la surface totale du bassin versant, “ A’ ” la superficie revêtue :
C = A’ / A

Avec C ≥ 0,2 car, en zone urbanisée, la surface de la voirie et des aires de service représente
à elle seule environ 20% de la superficie de cette zone.
c. Allongement d’un bassin et coefficient correcteur :

L’allongement “ M ” est défini comme étant le rapport du plus long cheminement
hydraulique “ L ” à la racine carrée de la superficie du bassin considéré. Son expression est
la suivante:
M= L

A

≥ 0,8

Lorsqu’il paraîtra utile de rechercher une grande approximation dans l’évaluation des débits,
par exemple en vue de déterminer les caractéristiques d’un ouvrage important ou lorsqu’on
aura affaire à un bassin de forme très ramassée ou au contraire de forme très allongée, on
pourra après avoir déterminé l’allongement “ M ” correspondant, corriger le débit calculé
en le multipliant par un coefficient d’influence “ m ” traduisant quantitativement le fait que
pour une même surface “ A ”, le débit varie à l’inverse de l’allongement “ M” dudit bassin.
d. Paramètres équivalents d’un groupement de bassins :

La formule superficielle développée ci-avant est valable pour un bassin de caractéristiques
physiques homogènes. L’application du modèle à un groupement de sous-bassins hétérogènes
de paramètres individuels Aj, Cj, Lj (longueur du drain principal), Qpj (débit de pointe du
bassin considéré seul), nécessite l’emploi de formules d’équivalence pour les paramètres « A,
C, I et M » du groupement.
Ces formules, qui différent selon que les bassins constituant le groupement soit en “ série ”
ou en “ parallèle ” sont exprimées ci-après :

24

Paramètres équivalents d’un groupement de bassins
Paramètres équivalents

Aeq

Bassin en série

Bassin en parallèle

Ceq

Ieq

∑ Aj

∑ C .A
∑A

∑ Aj

∑ C .A
∑A

j

j

j

j

j

j



⎢ ∑ Lj

Lj
⎢∑
Ij
⎢⎣

∑ I .Q
∑Q
j

pj

Meq





⎥⎦
pj

2

∑L
∑A
j

j

(

L. Q pjmax

∑A

)

j

Si l’évaluation des paramètres d’équivalence d’un groupement du bassin ne pose pas de
problème dans le principe, il n’en va pas de même pour le calcul de l’allongement de bassins
en “parallèle ”. En respectant la hiérarchie des débits maximum pour un groupement de
bassins en “parallèle” sur un exutoire commun (bassins de surface A1, A2, ....) on calculera
l’allongement équivalent dudit groupement en prenant pour longueur équivalente du plus
long parcours celle du bassin ayant le plus fort débit de pointe individuel L (Qpj max).
e. Validité des formules :

Les formules d’expression du débit du modèle de Caquot, quelle que soit la période de retour
choisie, sont valables dans les conditions suivantes :
• en ce qui concerne la surface du bassin ou du groupement de bassins, la limite supérieure
“ Aj ” est fixée impérativement à 200 hectares;
• en ce qui concerne la pente, la valeur “ I ” doit rester comprise entre 0,2% et 5%. Dans le
cas de groupement des bassins, le rapport entre les pentes extrêmes déterminées pour
chaque bassin doit rester inférieur à 20;
• en ce qui concerne le coefficient de ruissellement, la valeur de “ C ” doit rester comprise
entre 0,2 et 1.
• L’allongement du bassin L

A

≥ 0,8

f. Récurrence adoptée :

On appelle période de retour ou intervalle de récurrence d’une averse, l’inverse de sa
fréquence.
T = 1/F = N/n
F : fréquence de l’averse
N : nombre d’années de la période pendant laquelle on a enregistré n fois une averse de
durée t et d’intensité I.
Les périodes de retour qui sont couramment retenues sont :
- Collecteurs principaux et secondaires : 10 ans
- Collecteurs tertiaires : 5 ans

25

La méthode de Caquot utilise les coefficients a et b de la formule de Montana (i
(mm/mn)=a.tb; t en mn) obtenus à partir des courbes IDF . Ils sont injectés dans la formule
générale de Caquot pour obtenir la forme du modèle applicable.
Exemple bassins en série :

-

Au point 1 :

Aeq = A1 , Ceq = C1 , Ieq = I1 , Eeq = E1
-

Au point 2 :


C1. A1 + C2 . A2
⎜ L + L2
Aeq = A1 + A2 ; Ceq =
; I eq = ⎜ 1
L
L
A1 + A2
⎜⎜ 1 + 2
I2
⎝ I1

2



L1 + L2

⎟ ; Eeq = A + A
1
2
⎟⎟


Exemple bassins en parallèle :

C . A + C2 . A2
Aeq = A1 + A2 ; Ceq = 1 1
A1 + A2

(

)

L Q max
I1.Q1 + I 2 .Q2
j
; I eq =
; Eeq =
Q1 + Q2
A1 + A2

26

Application 3.1 : Détermination de la formule de Caquot

Déterminer la formule de Caquot pour le débit décennal pour les régions suivantes :
Béni Mellal

Coefficients de Montana pour
T=10 ans

Région
Parisienne

Alger

a

5,9

4

6,53

b

-0,59

-0,5

-0,62

Application 3.2 : Calcul des eaux pluviales par la méthode de Caquot pour des bassins en
série

Soit les bassins dont les caractéristiques sont illustrées dans le tableau suivant :

Bassin B1

Bassin B2

Bassin B3

Superficie

A1= 15ha

A2=28ha

A3=20ha

Longueur

L1=500m

L2=830m

L3=740m

Coefficient de ruissellement

C1=0.40

C2=0.60

C3=0.80

Pente

I1= 0.03

I2=0.05

I3=0.06

Déterminer les débits d’eau pluviale Qi aux points 1, 2, 3 en utilisant la formule de la région
Parisienne déterminée dans l’application 1
Application 3.3 : Calcul des eaux pluviales par la méthode de Caquot :

Soit les bassins versants suivants :

27

Les caractéristiques des bassins sont données dans le tableau suivant :
Bassin B1

Bassin B2

Bassin B3

Superficie

A1= 10ha

A2=6ha

A3=15ha

Longueur

L1=500m

L2=330m

L3=400m

Coefficient de ruissellement

C1=0.50

C2=0.70

C3=0.40

Pente

I1= 0.04

I2=0.03

I3=0.02

Déterminer les débits aux points 1 et 2 en utilisant la formule de la région Parisienne
déterminée dans l’application 1.
Application 3.4 : Calcul d’eau pluviale par la méthode de Caquot

Déterminer le débit de dimensionnement de chaque tronçon des collecteurs P1 et S1.1
Les caractéristiques des bassins sont données dans le tableau ci-dessous.
a(T)=2,65 ; b(T) =-0,584 ; K(T)=0,5434 ; U(T)=0,2877 ; V(T)=1,2014 ; W(T)=0,7856 ;
Z(T)=-0,5893
L
Côte
Côte
(m)
Secteur Tronçon BV
A (ha)
amont(m) aval(m)

P1

S1-1
P1

0-1
1 --2
2--3

B1
B2
B3

1620
1614
1604

1614
1604
1598

3--4
4 --5
0-1
1 --2
2--5P1
5--6

B4

1598

1591

B5 1591
1584.2
B6 1618
1599
B7 1599 1590.55
B8 1590.55 1584.2
B9 1584.2 1576.2

C

7.042 425 0.43
5.79 287 0.43
4.88 235 0.43
6.58 388 0.69
7.75
7.05
7.44
3.52
10.56

467.5 0.69
467 0.41
330 0.41
243 0.41
587.5 0.57

28

Chapitre 4 : Dimensionnement des conduites
d’assainissement
4.1. Bases de calcul
Connaissant le débit à évacuer, la formule de l’écoulement libre est :
Q(m3 / s ) = V (m / s ).S (m 2 )
S : Section de l’ouvrage
V : Vitesse de l’écoulement
Pour le calcul de la vitesse V, l’instruction technique française a retenu la formule de Chezy :
V = C. RH .I

C : Coefficient de Chezy
RH : Rayon Hydraulique
I : Pente de l’ouvrage (m/m)
Le coefficient de Chezy C est d’après Bazin :
87

C=

γ

1+

RH

γ : Coefficient de rugosité des parois

4.2. Calcul des réseaux unitaires
Les ouvrages sont calculés pour pouvoir transiter les débits pluviaux en fonction de la région
d’implantation des ouvrages et la période de retour d’insuffisance retenue ; il ne sera pas
tenu compte des débits d’eaux usée qui sont négligeables par rapport aux débits d’eaux
pluviales.
4.2.1. Calcul des sections :

Le diamètre minimal des canalisations est fixé à 300mm. En égard aux dépôts qui peuvent se
former, le coefficient γ de la formule de Bazin est pris égal à 0,46 d’où :
1
4
H

C = 60.R

3
4
H

V = 60.R .I
3
4
H

1
2

Q = 60.S .R .I

1
2

Au delà de 0,60 m de diamètre, l’utilisation des tuyaux ovoïdes est parfois jugée préférable
car leur section inférieure permet un meilleur écoulement du flot de temps sec..
29

La variation du débit transité est fonction de la hauteur de charge dans les ouvrages
d’assainissement.
Pour le cas d’une conduite circulaire ou ovoïde, on a :
Pour un remplissage de l’ouvrage à 90% , on a Qh/QH = 1,06 d’où :Qh = 1,06 QH
Soit Qh le débit (calculé) des eaux à faire évacuer par l’ouvrage. On doit dimensionner par
QH =Qh/1,06.
On peut utiliser les abaques ou faire un calcul direct.
S=

π .D 2
4

P = π .D

RH =

S D
=
P 4
3
4
H

1
2

11
4

Q = 60.S .R .I = 16,661.D .I

1
2

d’où
D=

4
11
H

Q

2

(16,661)11 .I 11
4

4.2.2. Conditions d’écoulement :

Un réseau d’assainissement du type unitaire doit, dans la mesure du possible, être autocureur
c’est à dire qu’il doit être conçu de telle manière que :



Les sables soient automatiquement entraînés pour des débits pluviaux atteints assez
fréquemment.
Les vases fermentescibles soient également entraînées pour le débit des EU

Ces conditions sont à peu près satisfaites dans les ouvrages calculés pour l’évacuation du
ruissellement de fréquence décennale en y réalisant des vitesses de 0,60 m/s pour 1/10 du
débit à plein section et de 0,30 m/s pour 1/100 de ce même débit. Ces vitesses sont toutes deux
obtenues avec des vitesses à pleine section de l’ordre de 1 m/s sur les canalisations
circulaires et de 0,90 m/s sur les tuyaux ovoïdes.
Si les conditions d’autocurage ne sont pas réalisées, il faut prévoir soit la mise en place de
chasses automatiques soit l’utilisation périodique d’engins de curage.
4.2.3. Conditions d’implantation et de fonctionnement des réseaux :

L’implantation des réseaux est étudiée en donnant aux canalisations amont des pentes
permettant l’autocurage. La pente minimale souhaitable est de 5 pour mille.
30

La profondeur des ouvrages doit permettre le raccordement des immeubles riverains au
moyen de branchements, dans la mesure du possible, un peu au dessus du plan d’eau de
temps sec.
Dans le souci de prévenir la dégradation des joints des ouvrages non visitables ou d’assurer
la sécurité du personnel des ouvrages visitables, la vitesse de l’eau ne devra pas dépasser
4m/s à 5 m/s.
Si la pente du terrain est trop forte, il y aura lieu de ménager des accrochements dans le
profil en long des ouvrages par l’introduction de cheminées déversantes.

4.3. Calcul des réseaux séparatifs
4.3.1. Ouvrages pluviaux:

Ces ouvrages sont, d’une manière générale, calculés comme les ouvrages unitaires et ce pour
un débit correspondant à l’averse dont la fréquence a été adoptée.
Les conditions de l’autocurage seront moins impérieuses que sur les réseaux unitaires du
point de vue hygiène ; les pentes limites pourront, de ce fait, être un peu plus faibles.
Les canalisations doivent être groupées par réseaux partiels, orientés selon les plus grandes
pentes et se dirigeant, au plus près, vers le milieu récepteur.
La profondeur des ouvrages peut être réduite, du fait qu’ils n’ont à évacuer que les eaux
superficielles mais ce, tout en respectant la question relative à leur résistance mécanique.
4.3.2. Canalisations d’eaux usées

Il faut évaluer les débits de pointe pour le calcul des sections des canalisations et aussi les
débits minimaux pour la vérification des conditions d’autocurage.
4.3.2.1.

Sections :

Le diamètre minimal des canalisations est fixé à 200 mm En égard à la pellicule grasse qui se
dépose à l’intérieur des ouvrages, le coefficient γ de la formule de Bazin est pris égal à 0,25
d’où :
1
6
H
2
3
H

C = 70.R

V = 70.R .I
2

1
2
1

Q = 70.S .RH3 .I 2
Des abaques sont établis pour des conduites pleines.

31

4.3.2.2.

Conditions d’écoulement :

Les conditions d’autocurage sont les suivantes :



A pleine ou à demi-section, la vitesse d’écoulement doit être supérieure à 0,70 m/s,
cette limite pouvant, à l’extrême rigueur être abaissée à 0,50 m/s.
Le remplissage de la conduite doit être assuré au 2/10 du diamètre pour le débit
moyen, la vitesse d’écoulement étant alors au minimum de 0,30m/s.

Les conditions d’autocurage sont souvent délicates à réaliser dans les parties amont des
réseaux où les débits sont faibles ; on est alors conduit à rechercher des pentes de 4 à 5 pour
mille afin d’améliorer le régime des vitesses, tout en ne perdant pas de vue la nécessité du
remplissage au 2/10 du diamètre.
A l’aval, il pourra être admis des pentes de 3 pour mille, le minimum 2 pour mille étant même
admis moyennant une pose particulièrement soignée des canalisations.
4.3.2.3.

Conditions d’implantation des réseaux :

Ces réseaux doivent être établis de manière à satisfaire aux conditions d’autocurage et ce en
évitant au maximum les stations de relèvement ; dans le cas contraire, et à défaut de curages
réguliers des canalisation, il faudra avoir recours aux chasses automatiques.
S’il faut tenir compte des débits d’avenir, il faudra cependant, être prudent en la matière car
le surdimensionnement des canalisations crée des sujétions pour l’autocurage. Le
raccordement des immeubles riverains doit s’effectuer comme pour les réseaux unitaires.

Application 4.1 : Calcul des conduites à remplissage plein et partiel
1- Calculer le débit et la vitesse d’écoulement à section pleine dans un tuyau des eaux usées
de section circulaire en amiante ciment d’un diamètre de 300mm et ayant une pente de 2%.
2- Calculer la hauteur de remplissage et la vitesse d’écoulement dans la même conduite
lorsque le débit est de 33l/s.
3- Soit un collecteur des eaux usées en système séparatif dont les caractéristiques sont les
suivantes :
ª Longueur : 175 m
ª Débit de dimensionnement : 28,2 l/s
ª Pente : 0.5%
Dimensionner le collecteur et vérifier les conditions d’autocurage
4- Soit un collecteur des eaux usées en système unitaire dont les caractéristiques sont les
suivantes :
ª Longueur : 65 m
ª Débit de dimensionnement : 80 l/s
ª Pente : 0.8%
Dimensionner le collecteur et vérifier les conditions d’autocurage
32

Application 4.2 : Dimensionnement d’un réseau d’eaux usées:
Dimensionner les tronçons du collecteur B.
Les débits des eaux usées au niveau de chaque tronçon sont déterminés dans l’application
2.2.
Les caractéristiques des tronçons sont données dans le tableau ci-dessous :

Intercepteur
B

Tronçon
Collecteur
0--1
1--2
2--3
3--5

Cote rad
(NGM)
Amont
Aval
1605.00 1593.00
1593.00 1584.78
1584.78 1575.11
1575.11 1565.00

Long
m
250
370
435
455

33

Application 4.3 : Dimensionnement du réseau d’eaux pluviales:
Dimensionner les tronçons du collecteur P1.
Les débits des eaux pluviales au niveau de chaque tronçon sont déterminés dans l’application
3.4.
Les caractéristiques des tronçons sont données dans le tableau ci-dessous :

COLLECTEUR TRONCON

P1

S1-1

0-1
1--P3
P3—2
2--P6
P6 –3
3—4
4 –5
5--P17
P17--P19
P19—6
6—7
0-1
1 –2
2--5P1

COTE Rad (NGM) Long
amont
aval
m
1619
1613.00 150
1613.00
1604.00 140
1604.00
1603.00 148
85
1603.00
1599.00
1599.00
1596.49 150
1596.49
1590.00 388
1590.00
1583.20 468
1583.20
1580.00 128
1580.00
1578.00 145
1578.00
1575.20 315
1575.20
1569.00 303
1605.00
1598.00 243
1598.00
1589.47 330
1589.47
1583.20 243

34

Chapitre 5 : Dimensionnement des ouvrages
d’assainissement
5.1.

Déversoirs d’orage:

Les déversoirs d’orages permettent de diminuer la charge des stations d’épuration, mais de
l’autre côté, ils déversent une grande quantité de matières polluantes provenant des eaux
usées dans le milieu naturel par temps de pluie.
Le calcul des déversoirs d’orage a trait :
• A la galerie proprement dite
• Au seuil de déversement dont la cote conditionne le fonctionnement de l’ouvrage.
La galerie doit être calculée pour pouvoir transiter la totalité des débits amont.
Aucune règle générale ne peut être fournie quant à la fréquence de fonctionnement des
déversoirs, celle –ci étant essentiellement fonction des conditions locales.

5.1.1. Calcul d’un déversoir d’orage

La procédure de dimensionnement des déversoirs d’orage est :
-

-

-

Evaluation du débit maximum conservé à l’aval vers la station d’épuration, selon une
dilution admissible à la station. Ce débit est de l’ordre de 3 à 6 fois le débit de temps
sec.
Détermination de la valeur du seuil de fonctionnement ainsi que la valeur de
remplissage de la conduite d’amenée, cette dernière valeur déterminant le niveau de
trop plein.
Pour les débits de l’événement orageux considéré, on calcule ensuite la longueur du
déversoir par application des formules du seuil (fonction du type de l’ouvrage).

La formule utilisée est celle de Poléni :
2
Qd = .µ ..b.h 2.g.h
3
35

Qd : débit du flot déversé en m3/s
µ : coefficient de débit
b : longueur de la crête déversante (m)
h : hauteur de charge(m)
g : accélération de la pesanteur (9,81 m/s2 )
Exemple :

On peut déterminer le débit du collecteur principal s’amenant vers la station d’épuration
lorsque la dilution 5 (1 partie d’eau usée pour 4 parties d’eau pluviale) est atteinte par
rapport au débit de temps sec.
Diamètre du collecteur principal avant le déversoir d’orage : D 600 mm.
Pente 1.6%
Débit par temps de pluie : 800 l/s
Débit par temps sec : 60 l/s
On demande de :
a) Calculer la longueur du déversoir
b) Calculer le diamètre du tuyau d’étranglement (eau usée) après le déversoir sur une
longueur de 40m.
2
3
H

1
2

On utilise l’équation de Manning Strickler Q = K St . A.R .I avec K = 90.
Calcul de la longueur du seuil du déversoir (Formule de Poléni)
3
2
Qd = .µ.b. 2.g .hd 2 avec µ = 0.6
3
Solution :
a) Le débit du collecteur s’amenant vers la station d’épuration avec une dilution 5
Q1 = (60 x 4) + 60 = 300 l/s
Le débit rejeté directement dans le cours d’eau :
Q2 = 800 – 300 = 500 l/s
*Calcul du niveau d’eau p1 dans la conduite d’arrivée
D : 600 mm
I : 1.6%
K = 90
Le débit à pleine section
2
3
H

1
2

Q = K St . A.R .I = 90.

π .0,62 ⎛ 0,6 ⎞
4

.⎜

⎝ 4 ⎠

2 3

.(0,016)2 = 0,908m3 / s ≅ 900l / s
1

36

La hauteur partielle par temps de pluie :
Rq =

QT 800
=
= 0,89
QV 900

Ce qui est équivalent ( en utilisant l’abaque donné en annexe) à un rapport de remplissage
de h/H=0,77
Donc p1= (h/H) x 600 =0,77 x 600 = 462mm
* La hauteur partielle p2 lorsque le débit = 5x débit par temps sec = 300 l/s
QT 300
=
= 0,33
QV 900
Ce qui est équivalent ( en utilisant l’abaque) à un rapport de remplissage de h/H=0,38
Donc p2=( h/H) x 600 =0,38 x 600 = 228mm
La hauteur du seuil du déversoir est de 228 mm.
Coupe :

37

Calcul de la longueur du seuil du déversoir (Formule de Poléni)
3
2
Qd = .µ.b. 2.g .hd 2
3

3
Qd
b= .
2 µ .. 2.g .h 32
d
Avec µ = 0.6
3
b= .
2

0.5
3
2

= 7,05m

⎛ 0,462 − 0.228 ⎞
0,6. 19,62 .⎜

2


On a choisi un déversoir à 2 espacements de 5,5 m (au total 11m).
b) Calcul du tuyau d’étranglement (EU)

Il doit être construit de telle façon que le débit ne dépasse pas 300 l/s

Q =300 l/s
Kst = 90
I= 1,6%
Choisissons D 400
2
3
H

1
2

Q = K St . A.R .I = 90.

π .(0,4)2 ⎛ 0,4 ⎞
4

2

3
.⎜
⎟ .(0,016)2 = 0,308m / s ≅ 300l / s , le diamètre choisi est
⎝ 4 ⎠
1

bon

38

5.2.

Bassins de retenue:

Les bassins de retenue sont utilisés dans le cas où on cherche à réduire les dimensions des
collecteurs projetés à l’aval en étalant les débits de pointe sur un temps imposé par les
conditions d’écoulement à l’aval.
On peut utiliser les dépressions naturelles comme des bassins de rétention, si on les relit au
réseau d’assainissement pour l’évacuation des débits de ruissellement stockés pendant un
certain temps dans la dépression.
Ces bassins sont constitués par un corps de bassin et un ouvrage aval constitué par un seuil
d’évacuation qui peut être un déversoir ou un orifice.

Figure : Hydrogrammes d’entrée et de sortie d’un bassin de retenue

On peut obtenir l’hydrogramme de débit à l’entrée du bassin de retenue à partir de la courbe
intensité – durée de la pluie maximale pour la fréquence choisie.
Calcul du volume d’un bassin de rétention :

L’instruction technique Française CG 1333 cite une méthode dite “ des Volumes ” pour
calculer le volume utile d’un bassin de rétention.
L’application de cette méthode revient à calculer un volume V en fonction du temps t, le
volume sera maximum quand dV = 0
dt
La formule de base pour calculer la capacité d’un bassin de rétention s’écrit :
V = h. S.C - Q.t

dans laquelle :
V : est le volume de retenue en m3
h : est la hauteur d’eau tombant pendant un temps t, elle est donnée par la formule :
h = a.t(1-b)

où a et b sont les paramètres de la formule de Montana

i = a.t-b

a : est à multiplier par 10-3 pour obtenir h en m;
S : surface en m²

39

C : Coefficient d’apport : Fraction du volume d’eau précipitée qui arrive au bassin de
rétention
Q : est le débit admissible à l’aval (débit de fuite) en m3/mn
t : est le temps en mn.
Les formules d’application sont :
-1/b
t =

Q
a (1-b).S.C

V = a.S.C. t1-b - Q.t

La détermination de C est délicate, on pourra adopter en première approximation les valeurs
ci-après pour des pourcentages de boisement variant de 0 à 100% :
• Sol imperméable (argileux)

- 0,60 à 0,15

• Sol plutôt imperméable

- 0,40 à 0,10

• Sol plutôt perméable

- 0,20 à 0,05

• Sol perméable (sableux)

- 0,10 à 0,05

Le débit de sortie du bassin de rétention s’écrit :
Qs = mΩ . √ 2g h

Qs : débit sortant du bassin de rétention (m3/s)
h : hauteur de l’eau dans le bassin de rétention (m)
g : accélération de la pesanteur, g = 9,81 m/s²
m : constante caractéristique de l’orifice, m = 0,7

Ω : section de l’orifice (m²)

Application 5.1 : Calcul du volume d’un bassin de retenue
Soit une cuvette dont le volume est de 248594m3.
Le bassin d’apport de ladite cuvette a les caractéristiques suivantes :
Superficie
(ha)
1145

Paramètres de
montana
a
3.87

b
0.56

Coefficient
d’apport
C
0.4

On demande de calculer :
1. le volume du bassin de retenue
2. le débit de fuite pour un temps de vidange de 6 heures
3. la section de l’orifice pour l’évacuation du débit de fuite.

40

5.3.

Siphons à point bas:

Ils ont pour rôle de franchir un obstacle à un niveau plus haut ou plus bas que celui du
collecteur principal. Un obstacle peut être un cours d’eau, un canal, une route, un tunnel, une
voie ferrée, une tranchée ou une conduite à grande dimension.

Les siphons à point bas fonctionnent toujours en charge, même s’ils transitent un débit très
faible (débit par temps sec).
Afin d’éviter l’obturation de siphons par des résidus secs volumineux, on choisit le même
diamètre minimum que celui du réseau (Φ200 pour un réseau des eaux usées, Φ 300 pour un
réseau unitaire ou pluvial). Le calcul hydraulique consiste à réaliser une vitesse minimale
(environ 1 m/s pour un collecteur des eaux usées, 1.20 à 1.50 m/s pour un réseau unitaire ou
pluvial). Pour la réaliser, il faut souvent utiliser plusieurs conduites en parallèle (une
conduite pour le débit par temps sec, avec une ou plusieurs conduites en parallèle pour le
débit par temps de pluie). Lorsqu’on ne peut pas réaliser les vitesses minimales ci-dessus, il
faut installer des chasses d’eau.
Un siphon à point bas doit avoir un regard de visite à chaque extrémité.
Le calcul consiste donc à :
-

déterminer les sections S1 et S2 pour les débits minima ;

-

calculer les pertes de charge et la répartition des débits minima ;

-

vérifier si l’ensemble peut évacuer les débits maxima et éventuellement augmenter les
section S1 et S2.

41

Chapitre 6 : Eléments constitutifs des réseaux
d’assainissement
Les éléments consécutifs d’un réseau d’assainissement se subdivisent en :
⇒ Ouvrages principaux
⇒ Ouvrages annexes
Les ouvrages principaux comprennent :




Des tuyaux circulaires
Des tuyaux ovoïdes préfabriqués
Des ouvrages visitables de profils particuliers, limités aux grands centres urbains.

Les ouvrages annexes comprennent :








6.1

Regard de visite
Bouches d’égout
Regards borgnes
Branchements particuliers
Stations de relèvement
Déversoirs d’orage
Bassin de rétention

Ouvrages principaux

Un égout est considéré comme un aqueduc à écoulement libre dont la mise en charge doit
être exceptionnelle et limitée par le débordement éventuel des regards et ouvrages annexes.
Du point de vue de l’étanchéité, il y a lieu de distinguer deux cas :



L’étanchéité parfaite aux eaux transitées qui était jadis peu recherchée sauf dans
certains cas spéciaux, contamination d’une nappe, par exemple.
L’étanchéité aux eaux extérieures, provenant de la remontée saisonnière d’une nappe,
doit être absolue, faute de quoi l’égout fonctionne comme drain de ladite nappe, ce
qui a pour effet de perturber, considérablement le fonctionnement de la station
d’épuration.

Les conduites d’assainissement existantes sur le marché peuvent être distinguées en 2
catégories selon leurs modes de fabrication :



Conduite préfabriquées : elles sont généralement circulaires.
Conduites coulées sur place et pouvant avoir les formes les plus diverses : circulaires,
ovoïdes normalisés ou non, dalots, en voûte.

Les tuyaux circulaires sont désignés par leur diamètre intérieur, dit diamètre nominal,
exprimé en mm. Les tuyaux ovoïdes sont désignés par leur hauteur intérieure, dite nominale,
exprimée en centimètres.

42

Les joints furent d’abord réalisés en mortier de ciment sur le chantier. Ces joints cédèrent la
place aux joints en élastomètre, étanches tant aux eaux intérieures qu’aux eaux extérieures.
6.1.1 Conduites préfabriquées

On distingue selon la nature des matériaux utilisés :





les conduites en béton comprimé ou vibré non armé
les conduites en béton armé
les conduites en amiante-ciment
les conduites en P.V.C.

Les avantages et les inconvénients de ces tuyaux sont présentés sur le tableau 6.6.
D’autres types de canalisations sont aussi utilisés :
• les conduites en fonte ductile
• les conduites coulées sur place

6.1.1.1

Conduites en béton comprimé ou vibré non armé

Elles figurent parmi les plus anciens produits réalisés en béton.
Domaine d’utilisation :

Bien qu’elles continuent à être utilisées à l’heure actuelle, leur usage devient de moins en
moins courant au niveau de l’ossature des réseaux. Les conduites en béton comprimé sont
parfois utilisées pour la réalisation des branchements particuliers de 200 mm et les
raccordements des bouches d’égout de diamètre 300 mm.
Caractéristiques :

Les diamètres fabriqués vont du 120 au 1000 mm dans les 3 classes suivantes : 30B, 60B et
90B.
Tableau 6 .1: Classement des tuyaux en béton non armé selon leurs résistances à
l’écrasement
Diamètre
nominal
DN
(120)
150
200
250
300
400
500
600
(700)
800

Diamètre intérieur de
fabrication
(mm)
(120)
150
200
250
300
400
500
600
(700)
800

Charge de rupture par mètre de longueur Pr
(KN/m)
SERIE 30 B
SERIE 60 B
SERIE 90 B
(15)
(18.50)
(25.50)
15
19
26.50
15
20
28
15
21
30
15
22
32
15
24
36
15
30
45
18
36
54
(21)
(42)
(63)
24
48
72

43

6.1.1.2

Conduites en béton armé

Parmi les conduites en béton armé fabriquées et largement utilisées au Maroc dans le
domaine de l’assainissement on trouvera :
• les conduites en béton vibré armé
• les conduites en béton centrifugé ordinaire (CAO)
• les conduites en béton précontraint
L’usage du béton précontraint reste – quant à lui – très restreint au Maroc.
6.1.1.2.1

Conduites en béton vibré armé

Procédés de fabrication :

Le processus de fabrication utilisé est organisé de la manière suivante :
La cage d’armatures est montée verticalement sur un collet en acier sur lequel vient coulisser
le moule extérieur. Le béton est injecté par passes montantes par centrifugation.
A la fin de fabrication, la buse est soumise à une compression qui permet d’améliorer sa
compacité. La conduite ainsi fabriquée est transportée verticalement vers l’aire de stockage
où elle est maintenue jusqu’à ce qu’elle atteigne une résistance suffisante.
Caractéristiques :

Les éléments fabriqués ont une longueur de 2.50 m en diamètres variant de 300 à 1000 mm
et correspondent à deux classes de résistance (90 A et 135 A). Les charges de rupture sont
données sur le tableau 6.2. Ils sont à bouts mâle et femelle.
6.1.1.2.2

Conduites en béton Centrifugé Armé Ordinaire (CAO)

Elles représentent les conduites en béton armé dont l’usage dans le domaine d’assainissement
est le plus courant au Maroc.
Procédés de fabrication :

Les armatures sont obtenues à partir des fils d’acier en bottes et enroulés autour d’un
mandrin. La fabrication se fait par centrifugation de la cage d’armatures horizontalement
avec insertion du béton durant la rotation de la buse. Cette centrifugation confère à la buse
une très bonne compacité, une bonne résistance à l’ovalisation et une bonne étanchéité.
Caractéristiques :

Les buses se présentent sous formes d’éléments à joint torique ou d’éléments à bouts droits.
La jonction des tuyaux CAO. (JT) se fait par l’intermédiaire d’un joint torique en élastomère
qui autorise des déviations angulaires de plusieurs degrés ; la jonction des tuyaux CAO à
bouts droits (BD) se fait par l’intermédiaire d’une bague matée au mortier sec.
Les éléments fabriqués présentent des diamètres de 200 à 2200 mm correspondant à 3
classes: 60 A, 90 A et 135 A.

44

Tableau 6.2 : Charges de rupture des canalisations CAO
Série 60 A
Diamètre
nominal
DN (mm)

Série 90 A

Diamètre
Charge
interne Epaisseur de
de
(mm)
paroi (mm) rupture
(kN/m)

Série 135 A

Epaisseur
de paroi
(mm)

Charge
de
rupture
(kN/m)

Epaisseur
de paroi
(mm)

Charge
de
rupture
(kN/m)

250

250

34

38

34

38

34

38

300

300

37

38

37

38

37

41

400

400

43

38

43

38

45

54

500

500

50

40

50

45

53

68

600

600

56

43

58

54

62

81

700*

700

62

46

66

63

70

95

800

800

68

49

74

72

80

108

900*

900

74

54

82

81

90

122

1000

1000

80

60

90

90

100

135

1200

1200

92

72

105

108

120

162

1400*

1400

105

84

120

126

140

189

1500

1500

113

90

128

135

148

203

1600*

1600

118

96

135

144

155

216

1800

1800

130

108

150

162

170

243

2000

2000

140

120

160

180

180

270

700* : tuyau dont il est recommandé d’éviter l’emploi

La justification de la résistance mécanique des tuyaux d’assainissement repose sur la
comparaison de la charge de rupture Pr garantie par le fabriquant avec la charge Pc
calculée lors des essais d’écrasement prescrits pour le contrôle des tuyaux, majorée d’un
coefficient de prise en compte “ a ” :
Pr > a * Pc

Ce coefficient “ a ” est pris égal à 1.3 pour le béton armé d’assainissement comportant un
pourcentage minimal d’armatures répondant à la norme marocaine 10-01-F040 ou à son
homologue européenne NF 16-341.
La charge calculée Pc résulte du cumul des actions sur le tuyau mises en œuvre par le
remblai d’une part, les charges mobiles d’autre part. Elle est déterminée par la formule :
Pc = [(P-P’)*De] / m

45

dans laquelle :
De : est le diamètre extérieur du tuyau, exprimé en mètre :
m : est un coefficient de pose dont la valeur est de 2.3 pour les diamètres inférieurs ou
égaux à 0.50 m et de 2 pour les diamètres nominaux supérieurs à 0.50 m :
p : la pression exercée par le remblai au niveau de la génératrice supérieure du tuyau, est
calculée par la formule :
p = [[De + (De + 2)]/(2De)]*h*µ

dans laquelle :
h : est la hauteur de remblai au-dessus de la génératrice supérieure du tuyau et µ le poids
spécifique des remblais pris égal à 1.800 kg/m3.
p : est la pression exercée au niveau de la génératrice supérieure de la conduite par une roue
de 10.000 da.N affectée d’un coefficient de majoration dynamique égal à (1+0.3)/(1 + H), H
étant la hauteur au - dessus de la génératrice supérieure.
En ce qui concerne les diamètres de fabrication courante, ils ont été pris en compte dans les
calculs et abaques fournis par la SOCA (voir figure n°6.1) pour les diamètres de 300 à 800
mm avec surcharges roulantes. Pour les diamètres supérieurs le choix de la classe a été
déterminé par le diamètre du tuyau et sa position dans le sol.
En cas de dépassement des limites autorisées pour la classe 135A, il est nécessaire de mettre
en place un tuyau de cette classe mais avec un enrobage de sable stabilisé à 150 kg ciment
par m3. La mise en place de sable stabilisé s’effectue en respectant la méthode suivante :
- pose d’une couche de 20 cm d’un mélange sable-ciment ;
- pose, réglage et calage du tuyau ;
- remplissage de la tranchée avec le mélange sable-ciment jusqu’à 20 cm au-dessus de
la génératrice supérieure du tuyau, suivi d’un léger damage. Le mélange peut être
sec ou légèrement humide pour faciliter sa mise en place.

6.1.1.2.3

Conduites en béton précontraint

Le tuyau est constitué par un cylindre en béton centrifugé précontraint longitudinalement à
des taux tels que, dans les conditions de manutention et d’utilisation, le béton ne soit jamais
tendu dans le sens de la longueur du tuyau.
La fabrication des tuyaux passe par les différents stades suivants :
• Préparation des armatures longitudinales et transversales.
• Installation des armatures dans les moules et la mise en tension.
• Mise en place du béton et centrifugation. Le béton utilisé est dosé à 450 kg/m3 de
ciment (Portland CPJ 45)
• Enroulement de fils d’aciers dur appelé frettage
• Un revêtement de protection du frettage (minimum 19 mm)
La pression caractéristique à un point d’une conduite est la pression maximum susceptible de
s’exercer en service à ce point. Le tableau ci-dessous donne les valeurs des pressions
caractéristiques en fonction du diamètre.

46

La résistance à l’écrasement est la suivante :
• Charge d’essai à la fissuration par m2 de surface diamétrale intérieure : 6T
• Charge d’essai à la rupture par m2 de surface diamétrale intérieure : 9 T
Tableau 6.3 : Pressions caractéristiques des canalisations en BP
Diamètre nominal en mm

300
400
500
600
700
800
900
950
1000
1100
1150
1200
1300
1550
1850
2000

Pressions caractéristiques
en kg/cm2
3,700
3,000
2,600
2,300
2,000
1,750
1,500
1,400
1,300
1,100
1,000
0,900
0,800
0,675
0,475
0,400

47


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