etude d’alimentation en eau potable de la ville ain...

REPUBLIQUE ALGERIENNE DEMOCRATIQUE ET POPULAIRE

MINISTERE DE L’ENSEIGNEMENT SUPERIEUR

ET DE LA RECHERCHE SCIENTIFIQUE

Université Larbi Ben M’hidi – OUM EL BOUAGHI –

Faculté des Sciences et de la technologie

Département D’Hydraulique et génie civile

Mémoire de fin d’étude pour l’obtention du

diplôme de Master en hydraulique

OPTION : HYDRAULIQUE URBAINE

Thème

Présenté par :

Djaafri Mohamed

Devant le jury :

Président : Dr.TAMRABET. L

Examinateur : BALAH. B

Encadreur : SAIFI. H

Promotion : 2011-2012

Etude d’ALIMENTATION EN EAU POTABLE

De La ville Ain fakroun POS 11

Je dédie ce modeste travail :

Avant tout à mes chers parents Fatima et Allamouchi,

qui m’ont soutenue durant toutes ces Années de

formation.

Mes frères et Mes sœurs : Issam, Bourhane,

Nadjma et Siham.

A toute la famille : Djaâfri ,Sid,Maâraf et Achour .

Tous mes amis : Abd ellaali ; Amer ; Nadhire ; Mostafa ; Ali ET Hamza…….

Et a toute la promotion 2011/2012

De l’hydraulique

Avant tout, je remercie DIEU qui a illuminé mon chemin

et qui m’a armé de courage pour achever mes études.

Je remercie fortement

Mon promoteur : Mr Saifi.H de m’avoir orienté par ses

conseils judicieux dans le but de mener a bien ce travail.

, je me permets d'exprimer tout mon

Respect aux membres de jury qui me feront l'honneur

d'apprécier mon travail.

لدراسحي هع الوخطط الٌىعج لٌهايح الدراسح ذشوــل كل الجىاًة الري لها علاقيأطروحد

لوديٌح عيي فكروى ولايح 11لوخطط شغل الأراضي رقن الرزويد تالوياٍ الصالحح للشرب

. الٌىعيح و الكويح للطلثاخ الورزايدج للسكاىالاسرجاتح هي اجل أم الثىاقي

Notre mémoire de fin d’étude consiste à englober touts les points qui

touchent le plan spécifique de l’étude d’A.E.P du POS 11 de la ville de

Ain Fakroun a fin de répondre qualitativement et quantitativement aux

besoins croissants de la population.

The memory of our last studies consist to join all points which touch the

specific plan of the A.W.P Of POE 11Ain Fakroun in order to answer

qualitively and Quantitatively to the growing needs of the

population.

INTRODUCTION GENERALE……………………………………………………

PPrréésseennttaattiioonn dduu ssiittee ddee llaa vviillllee

I-1/ Introduction…………………………………………………………………………

I-2/Présentation de la ville………………………………………………………………

I-2- 1/ Historique de la ville d’AIN FAKROUN………………………………………

I-2- 2/ La présentation de la commune………………………………………………..

I-2- 3/ Situation géographique…………………………………………………………

I-2- 4/ Situation climatique ……………………………………………………………

Le climat ………………………………………………………………….

Les précipitations …...……………………………………………………

La température…………………………………………………………….

Les vents dominants ………………………………………………………

I-2-5/ Situation géologique ……………………………………………………………

Caractéristique principale au niveau de la géologie …………………….

Relief………………………………………………………………………

Analyse stratigraphique et structurale……………………………………

I-2- 6/ Situation hydrographie ……………………………………………………….

Les Eaux Superficielles……………………………………………………

Les eaux Souterraines……………………………………………………..

I -3/Présentation de pos 11………………………………………………………………

I -3-1/ Situation de pos 11 par rapport à la ville et limites …………………………..

Ι.3-2 /Etat des VRD…………………………………………………………………..

Ι.3-3/ Rappel de l’orientation du P.D.A.U……………………………………………

I-4/ Conclusion ………………………………………………………………………….

Estimation des besoins en eaux

II-1/ Introduction :………………………………………………………………………

II-2/ Estimation de la population :……………………………………………………...

II-3/ Consommation moyenne journalière :……………………………………………

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II-4/ Evaluation des besoins par catégorie……………………………………………..

II-4-1/ Besoins domestiques :………………………………………………………

II-4-2/ besoin des équipements …………………………………………………….

II-5/ Récapitulation des besoins en eaux de la ville : ………………………………….

II-6/ Coefficient d’irrégularité………………………………………………………….

II-6-1/ Coefficient d’irrégularité maximale (Kmax,j) : ……………………………..

II-6-2/ Coefficient d’irrégularité minimale (Kmin,j) : ……………………………….

II-6-3/ Coefficient d’irrégularité maximale horaire (Kmax,h) :………………………

II-6-4/ Coefficient d’irrégularité minimale horaire (Kmin,h) :……………………..

II-7/ Détermination des débits journaliers :……………………………………………

II-7-1/ Consommation minimale journalière (Q min,j) ……………………………...

II-7-2/ Consommation maximale journalière (Q max,j) :……………………………

II-7-3/ Détermination des débits horaires :…………………………………………

II-7-3-1/ Débit moyen horaire :………………………………………………….

II-7-3-2/ Détermination du débit maximum horaire :…………………………..

II-7-4/ détermination du débit de pointe……………………………………………

II-8/ Evaluation de la consommation horaire en fonction du nombre d’habitant :…

II-9/ Comparaison entre les ressources et les besoins :………………………………..

II-10/ Conclusion :……………………………………………………………………….

LLeess rreesseerrvvooiirrss

III-1/ Introduction ………………………………………………………………………

III-2/ Fonction générale des réservoirs ………………………………………………..

III-2-1/ Fonctions techniques ……………………………………………………….

III-2-2/ Fonctions économiques ……………………………………………………..

III-3/ Rôle des réservoirs ………………………………………………………………..

III-4/ Classifications des réservoirs ……………………………………………………

III-4-1/ Classification selon le matériau de construction ………………………......

III-4-2/ Classification selon la situation des lieux ………………………………….

III-4-3/ Classification selon l’usage …………………………………………………

III-4-4/ Classification selon des considérations esthétiques ……………………….

III-4-5/ Classification selon la forme géométrique …………………………………

III-4-6/ Les réservoirs en charge (sous pression) …………………………………...

III-5/ Emplacement des réservoirs ……………………………………………………

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III-6/ Choix du type du réservoir …………………………………………………….

III-7/ Construction des réservoirs …………………………………………………….

III-8/ Détermination de la capacité du réservoir……………………………………...

III-8-1/ Principe de calcul ………………………………………………………….

Méthode analytique ………………………………………………………

Méthode graphique ……………………………………………………….

III-8-2/capacité de réservoir R2……………………………………………………..

III-9/ Dimensionnement du réservoir R2 ………………………………………………

III-9-1/ section du réservoir ……………………………………………………….

III-9-2/ Diamètre du réservoir ………………………………………………………

III-9-3/ Hauteur de la réserve d’incendie …………………………………………

III-10/ Equipement de réservoir : ……………………………………………………...

III-10-1/ Conduite d’arrivée : ……………………………………………………….

III-10-2/ Conduite de distribution ………………………………………………….

III-10-3/ Conduite de décharge ou de vidange ……………………………………..

III-10-4/ Conduite de trop-plein …………………………………………………….

III-10-5/ By–pass …………………………………………………………………..

III-10-6/ Matérialisation de la réserve d’incendie …………………………………

III-11/ Entretient des réservoirs ………………………………………………………..

III-12/ Conclusion……………………………………………………………………….

LLee rréésseeaauu ddee ddiissttrruubbiittiioonn

IV-1/ Introduction :………………………………………………………………….......

IV-2/ Choix du matériau des conduites……………………………………..

IV-2-1/ Tuyaux en fonte ……………………………………………………………..

IV-2-2/ Tuyaux en acier ……………………………………………………………..

IV-2-3/ Tuyaux en PVC (Polychlorure de vinyle non plastifié)…………………….

IV-3/ Les types de réseaux ……………………………………………………………..

IV-3-1/ Les réseaux maillés ………………………………………………………..

IV-3-2/ Réseaux ramifie …………………………………………………………….

IV-3-3/ Réseaux étagés ……………………………………………………………..

IV-4/ Conception d’un réseau ………………………………………………………….

IV-5/ Principe de tracé d’un réseau combiné …………………………………………

IV-6/ Calcul hydraulique du réseau combiné …………………………………………

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IV-7/ Calcul du réseau de distribution:………………………………………………...

IV-7-1/ Calcul du réseau de distribution (cas de pointe) …………………………..

IV-7-1-1/ Détermination du débit spécifique …………………………………..

IV-7-1-2/ Calcul des débits en route ……………………………………………

IV-7-1-3/ Détermination des débits nœuds……………………………………..

IV-7-2/ Calcul du réseau de distribution (cas de pointe +Incendie) ………………

IV-8/ Vérification de la vitesse dans le réseau ………………………………………..

IV-9/ Calcul du réseau par logiciel EPANET:………………………………………..

IV-9-1/présentation du logiciel epanet…………………………………………….

IV-9-1-1/ Définition …………………………………………………………..

IV-9-1-2/ Capacités pour la Modélisation Hydraulique …………………….

IV-9-2/ Les résultats de calcul ……………………………………………………

IV-9-2-1/ Cas de pointe ……………………………………………………….

IV-9-2-2/ Cas de pointe +incendie…………………………………………….

IV-10/ Equipement du réseau de distribution …………………………………………

IV-10-1/ Type de canalisation ……………………………………………………….

IV-10-2/ Appareils et accessoires du réseau ………………………………………..

IV-10-2-1/ Robinets vannes …………………………………………………………

IV-10-2-2 /Bouches ou poteau d’incendie ………………………………………….

IV-10-2-3/Ventouses ………………………………………………………………..

IV-10-2-4/ pièces spéciales de raccord ……………………………………………..

IV-11/ Conclusion ……………………………………………………………………….

LL''aadddduuccttiioonn

V-1/ Introduction ……………………………………………………………….

V-2/ Choix du tracé ………………….. ………………………………………..

V-3/ Choix du type de tuyaux : ……………………………………………….

V-4/ Classification des conduites de refoulement : …………………………..

V-4-1/en fonction du matériau :………………………………………….

V-4-2/En fonction de la pression :………………………………………

V-4-3/En fonction du mode de réalisation de canalisation :……………

V -5/ Conditions économique :………………………………………………….

V-6 /Dimensionnement de la conduite d’adduction (diamètre économique)..

V-7/ Formules générale pour déterminé les pertes de charges :……………..

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V-7- 1/pertes de charges linéaires ………………………………………….

V-7- 2/ Perte de charge locale (singulière)………………………………………...........

V-8 /Calcule hydraulique (partie adduction)…………………………………...

Situation des forages commune ain fakroun…………………………….

Etat actuelle de la commune :……………………………………………

Etat future de la commune :……………………………………………..

V-9/ stations de pompage :……………………………………………………….

V-9- 1/ Définition :…………………………………………………………

V-9- 2/ Choix d’une pompe………………………………………………..

V-9- 3/ Courbe caractéristique d’une conduite :…………………………

V-9- 4/ Courbe caractéristique d’une pompe :……………………………

V-9- 5/ Point de fonctionnement d’une pompe ……………………………

V-9- 6/ Couplage des pompes :……………………………………………

V-9- 6-1/ Couplage des pompes en série :……………………………

V-9- 6-2/Couplage des pompes en parallèle :………………………

V-9- 7/ La station de reprise 600 (refoule l’eau vers le réservoir

1000M3) :…………………………………………………………………..

A- Calcul de la hauteur géométrique:……………………………….

B- Calcul de la hauteur manométrique totale :………………………

V-9-8/ Caractéristique de pompe : (B.R) 600m3………………………….

V-9- 9/ La station de reprise 200 (refoule l’eau vers le réservoir

1000M3) …………………………………………………………………….

A- Calcul de la hauteur géométrique:………………………………..

B- Calcul de la hauteur manométrique totale :………………………

V-9-10/ Caractéristique de pompe (B.R) 200m3…………………………..

V-10/Conclusion :…………………………………………………………………

PPrrootteeccttiioonn ddeess ccoonndduuiitteess

VI-1/ Introduction…………………………………………………………………

VI-2/ Causes du coup de bélier………………………………………..

VI-3/ Les risques dus aux coups de bélier ………………………… . . .

VI-3-1/ Risque de surpression…………………………………………………...

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VI-3-2/ Pression négative………………………………………… ……

VI-3-3/ Fatigues des conduites…………………………………… ….

VI-4/ Moyens de protection contre le coup de bélier ……………..

I-4-1/ Les volants d’inertie……………………………………………

VI-4-2/ Les soupapes de décharge……………………………………

VI-4-3/ Les réservoirs d’air……………………………………… …. .

VI-4-4/ Les cheminées d’équilibre…………………………………………….

VI-5/ Analyse physique du phénomène du coup de bélier……… . .

VI-6/Méthodes de calcul du réservoir d’air ……………………………………

VI-6-1/ Méthode de VIBERT ………………………………………………….

VI-6-2/ Méthode de Bergeron ………………………………………………….

VI -7/ Méthode de calcul …………………………………………………………

VI-8/ Conclusion ………………………………………………………………….

OOrrggaanniissaattiioonn ddee cchhaannttiieerr

VII-1/ Introduction :………………………………………………………………...

VII-2/ Implantation du tracé des tranchées sur le terrain :………………………

VII-2-1/ Matérialisation :………………………………………………………..

VII-2-2/ Nivellement :…………………………………………………………...

VII-3/ excavation des tranchées :………………………………………………….

VII-3-1/ La profondeur (H tr) :…………………………………………………...

VII-3-2/ Largueur de la tranchée :……………………………………………….

VII-3-3/ Choix du coefficient du talus :…………………………………………

VII-3-4/ Distance de la mise du cavalier :………………………………………

VII-3-4-1/ Section transversale de la tranchée (S tr)………………………

VII-3-4-2/ Section du cavalier(Sc)…………………………………………

VII-3-4-3/ hauteur du cavalier (H c) ………………………………………

VII-3-4-4/ Distance de la mise du cavalier (A) :…………………………..

VII-3-5/ Choix de l’excavateur et le procédé d’excavation :………………….

VII-3-5-2/ Pelle équipée en rétro :…………………………………………

VII-3-5-2/ Pelle équipée en butée :…………………………………………

VII-3-5-3/ Rendement d’exploitation de la pelle choisie ……………. ……

VII-3-5-4/ La duré d’excavation ………………………………………….

VII-3-5-5/ Choix du bulldozer :…………………………………………….

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VII-3-6/ Aménagement du lit de pose des conduites…………………………..

VII-4/ Pose de conduite :………………………………………………..

VII -5/ Epreuve de joint et de la canalisation …………………………………..

VII-6/ Remblaiement de la tranchée :…………………………………

VII -7/ Planification des travaux : ……………………………………………...

VII -8/ Conclusion:………………………………………………………………..

CONCLUSIONGENERALE.......................................................................................

REFERENCES BIBLIOGRAPHIE.

Annexe.

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Tableau I.1 : précipitations annuelle……………………………………………………… EEssttiimmaattoonn ddeess bbeessooiinnss eenn eeaauuxx

Tableau II. 1 : besoin des équipements……………………………………………………

Tableau II. 2: Récapitulation des besoins en eaux de la ville……………………………

Tableau II. 3 : β max en fonction du nombre d’habitants. ………………………………

Tableau II. 4 : β min en fonction du nombre d’habitants…………………………………

Tableau II. 5 : Calcul de la consommation maximale journalière………………………

Tableau II. 6 : réparation des débits horaires en fonction du nombre d’habitants ………

Tableau II. 7 : Répartition horaire du débit pour pos……………………………………

LLeess rréésseerrvvooiirrss

Tableau III -2: Détermination de la capacité de réservoir………………………………

Tableau III -3: Détermination de ∆V+ et ∆V

-……………………………………………

Tableau III -4 : caractéristiques de réservoir (R2) calculé……………………………… LLee rréésseeaauu ddee ddiissttrriibbuuttiioonn

Tableau IV-1 : Détermination de débit spécifique ……………………………………

Tableau IV-2 : Calcul des débits en route ………………………………………………

Tableau IV-3 : Calcul des débits en Nœud ………………………………………………

Tableau IV-4 : Détermination des débits aux nœuds (cas de pointe + incendie) :………

Tableau IV-5 : calcul des pressions (cas de point)………………………………………

Tableau. IV-6: Variation de vitesse dans le réseau (cas de pointe)………………………

Tableau IV-7 : calcul des pressions (cas de point + incendie)……………………………

Tableau. IV-8: Variation de vitesse dans le réseau (cas de pointe + incendie)…………

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LL''AAdddduuccttiioonn

Tableau V-1 : Valeur de A pour la formule de Carré ……………………………………

Tableau V-2 : Valeurs des coefficients CHW en fonction de la rugosité :…………………

Tableau V-3 : Valeur de L, M et N pour l’écoulement d’eau en fonction de la rugosité :

Tableau V-4 : Valeur du coefficient K loc (angle de coude α = 90°) :……………………

Tableau V-5 : Valeur du coefficient K loc (vanne papillon) :……………………………

Tableau V-6 : Valeur du coefficient K loc (robinet vanne) :……………………………

Tableau V-7: Situation des forages commune Ain fakroun………………………………

Tableau V-8 : les tronçons adduction vers R1000m3 sur élevé…………………………

Tableau V-9: calcule les partes des charges………………………………………………

Tableau V-10: calcule les partes des charges et diamètres économiques ………………

Tableau V-13: calcul le coefficient λ conduit : (B.R) 600m3vers R1000M3.....................

Tableau V-14: calcul le coefficient λ conduit : (B.R) 200m3vers R1000M3……………


Tableau VI-1 : les tronçons adduction conduit PN16 en PEHD…………………………

Tableau VI-2 : coefficient k pour divers matériaux ………………………………………


Tableau VII-1 : choix du coefficient du talus:…………………………………………

Tableau VII-2 : Coefficient de foisonnement………………………………

Tableau VII-3 : volume de déblai total et les paramètres pour la

détermination de la pelle……………………………………………

Tableau VII-4 : Capacité du godet en fonction du volume de terrassement……………

Tableau VII-5 : Choix du bulldozer en fonction de la capacité du godet …

Tableau VII-6 : Volume total du lit de sable……………………………………………

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Fig. I–1 : Carte géographique……………………………………………………………

EEssttiimmaattoonn ddeess bbeessooiinnss eenn eeaauuxx

Fig. II-1 : Graphique de consommation…………………………………………………

Fig. II-2 : Courbe intégrale………………………………………………………………

LLeess rréésseerrvvooiirrss

Fig. III -1 : graphique du cumul de consommation et pompage…………………………

Fig. III-2 : Conduite d’arrivée…………………………………………………………

Fig. III-3 : Conduite de distribution………………………………………………………

Fig. III-4 : Conduite de trop-plein………………………………………………………

Fig. III-5 : Matérialisation de la réserve d’incendie………………………………………

Fig. III-6 : équipement de réservoir………………………………………………………

LLee rréésseeaauu ddee ddiissttrriibbuuttiioonn

Fig. IV-1 : réseau mailles et ramifie……………………………………………………

Fig. IV-2 : réseau étagé …………………………………………………………………

Fig. IV-3 : schéma du réseau (cas de point)………………………………………………

Fig. IV-4 : schéma du réseau (cas de point + incendie)…………………………………

Fig. IV-5 : vanne papillon ………………………………………………………………

Fig. IV-6 : robinet vanne à coin…………………………………………………………

Fig. IV-7 : ventouse à fonction unique …………………………………………………

Fig. IV-8 : ventouse à trois fonctions……………………………………………………

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ll’’aadddduuccttiioonn

Fig. V-1 : Coude 90 o…………………………………………………………………………………………………………

Fig. V-2 : Vanne papillon…………………………………………………………………

Fig. V-3 : Robinet Vanne…………………………………………………………………

Fig. V-4 : Clapet anti retour………………………………………………………………

Fig. V-5 : Couplage des pompes en série…………………………………………………

Fig. V-6 : Couplage des pompes en parallèle……………………………………………

Fig. V-7 : Caractéristique de pompe (B.R) 600 m3………………………………………

Fig. V-8 : Caractéristique 2em

pompe : (B.R) 200m3……………………………………


Fig. VI-1 : Soupape de décharge…………………………………………………………

Fig.VI-2 : Principe de disposition du réservoir d'air anti bélier…………………………

Fig. VI-3 : Variation du volume d 'a ire au cours des phases de fonctionnement

du réservoir


Fig. VII-1 : Pelle équipée en rétro………………………………………………………

Fig. VII-2 : Bulldozer……………………………………………………………………

Fig. VII-3 : pose de la conduite dans la tranchée…………………………………………

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INTRODUCTION GENERALE

L’eau source de la vie et de développement compte parmi les richesses naturelles

les plus précieuses, ayant une importance considérable pour le développement sociale et

économique du pays.

Dans ce contexte même l’homme conscient du caractère vital de cette durée

précieuse. N’à cessé de s’organiser depuis des millénaires pour maîtriser la science

relative à l’eau, ainsi des méthodes empiriques d’approvisionnement, on assiste

actuellement à des complexes systèmes de captage, d’adduction et de distribution d’eau

à des degrés de potabilité constamment améliorés.

Cadrant avec ces nouveaux systèmes, le thème de ce mémoire est l’AEP de la

ville d’Ain Fakroun.

Cette étude est faite pour répondre qualitativement et quantitativement aux

besoins croissants conformément aux plans de développement national et aux souhaits

tant des populations que de wilaya ; de doter AIN FAKROUN d’un réseau capable de

satisfaire non seulement actuellement mais aussi dans un horizon futur de la demande

de cette ville.

CHAPITRE I

I-1/ Introduction :

Connaître la situation de la zone d’étude du point de vue géographique,

topographique, géologique, climatique, démographique et hydraulique nous permet de

mener à bien notre travail.

I-2/Présentation de la ville : [1]

I-2- 1/ Historique de la ville d’AIN FAKROUN :

La commune d’Ain Fakroun, issue de l'ex commune mixte d’Ain M’Lila a été créée à la

suite de l'éclatement de cette dernière en 1957.

La population était répartie en deux groupes ethniques européens et musulmans, les

premiers ont occupé le centre urbain (noyau européen). L'élément musulman, arabe ou berbère

arabisé, reparti généralement aux alentours de l'agglomération (dans les Mechtas et douars),

occupait les mauvaises terres. Du temps de la colonisation, le centre était relativement important

comme en témoigne le noyau européen bâti selon un plan en damier comprenant quelques

douzaines de blocs.

Par décision des autorités militaire, un nouveau regroupement (setha) s'est juxtaposé à

l'ancien bourg au début de la guerre de libération quelques 300 habitants sont venus s'installer à

l'Est, créant un village à double faciès très prononcé. Actuellement, setha compte plus de 500

habitants. Cette agglomération nouvelle est bâtie selon un plan moins rigoureux, en éventail et

plus dense, avec de nombreux accès piétonniers donnant sur la campagne.

En 1990, la commune fût reclassée au rang de chef lieu de daïra regroupant ainsi les

communes de : Ain Fakroun et El Fedjouj et prit une ampleur considérable, notamment par la

création de lotissements formels et informels tout autour de l'ancien noyau (partie Nord Ouest

de la ville) et la création de la ZHUN ont permis à Ain Fakroun d'atteindre des proportions

actuelles.

I-2- 2/ La présentation de la commune :

La commune de Ain fakroun est située dans les hautes plaines constantinoises au

Nord Est des Aurès et au Nord des pays des lacs, enter 6045 et 6,57 de longitude et

35050et 34,23 de l’altitude elle s’entend sur 11.5 km environ du Nord au Sud et sur 07

km d’Est en Ouest et couvre ainsi une superficie de 7,97 km2

Le chef-lieu de daïra se trouve sur 2 axes routiers importants : la route national N0

10 relient SKIKDA 0 Tébessa et la route nationale N0 100 qui fait jonction enter la RN

10 et la RN 3 et se prolonge jusqu’à la RN 5

Ain fakroun est situé à 58 km de constantine ,36 km d’Ain M’lila 32 km d’Oum el

bouaghi (chef- lieu de wilaya),

Elle se trouve à une altitude de 956 m au dessus du niveau de la mer, entourée de

quelques Petites montagnes isolées : DJ FROUKH au SUD – est DJ HAZEMA à

L’EST DJ HIRECH et DJ FORTASS. Ouled aziz au NORD – est DJ GUERIOUN et

FORTASS à l’OUEST ET DJ LOUSSALIT au NORD –OUEST.

I-2- 3/ Situation géographique :

La position géographique d’AIN FAKROUN définie par les coordonnées

lamberts :

X1= 877km X2=878km

Y1= 306 km Y2=307km

Elle est limitée par les communes suivantes :

-Sigus et EL Amiria au Nord

-Ain Diss et Oum el Bouaghi a à l’Est

-El Fedjouj au sud

-Henchir Toumghani à l’Ouest

Figure I :1 Carte géographique

I-2- 4/ Situation climatique : [ 2]

Le climat :

Le climat de la commune de Ain Fakroun est celui des hautes plaines telliennes en

général, les reliefs s'élèvent bien vers le Nord Est lorsqu'on se rapproche de L'Atlas

Tellien.

L'éloignement de la mer et la présence au Nord des reliefs élevés de la chaîne

numidique faisant obstacle aux influences maritimes fait que le climat Est homogène;

faible nébulosité (vapeur+ nuages), grande sécheresse de l'air entraînant un

réchauffement du sol important, le jour et un fort refroidissement la nuit. L'hiver est

rigoureux, avec de grands froids les vents d'Ouest dominants et glaciaux pendant

presque toute la saison. Le ciel est presque toujours couvert de nuages sombres et bas,

poussés vers l'Est, donnant des chutes brèves de neige sans accumulation et suivies de

près d'une pluie de longue durée. C'est la période de l'année où la pluviométrie atteint

son maximum.

Le printemps est caractérisé par des gelées blanches

Tellement importantes qu'elles causent certaines années de grands dégâts aux cultures.

Les précipitations :

La pluviométrie enregistrée dans la commune de Ain Fekroun varie d'une année à

l'autre et selon l'altitude. Le Chef- Lieu qui se trouve à 956m au dessus du niveau de la

mer, reçoit 450mm moyenne enregistré.

Djebel Oum Kecherid = 600 à 700 mm

Djebel Fortass Ouled Azziz = 500 à 600 mm

Djebel Foum Allik = 700 à 800 mm

Djebel Fortass et Guérioun = 700 à 800 mm

Tableau I. 01 précipitations annuelle [2]

années 1946-

1947

1947-

1948

1948-

1949

1949-

1950

1950-

1951

1951-

1952

1952-

1953

1953-

1954

Précipitations

(mm) 371,0 476,1 403,5 410,2 421,8 530,3 517,3 451,1

La pluviométrie moyenne enregistrée durant l'année 2003 est de 450mm ……… [2]

Nombre de jours de pluie = 40 Jours

Nombre de jours de neige = 5 jours

Nombre de jours de siroco = 49,3 jours

Nombre de jours de gel = 44,4 jours

La température :

La température est élavée en été, car le thermomètre peut atteindre plus que 34°C,

le minimum absolu se situe au mois de Janvier à 4°C, mais cette température n’est que

rarement atteinte.

-la moyenne mensuelle du mois le plus chaud : 30°C

-la moyenne mensuelle du mois le plus froid : 12°C

Les vents dominants :

La ville est caractérisée par des vents dominants la région de l’Ouest au Nord-Est. En

été, des vents proviennent du sud appelés généralement (SIROCO) dont la moyenne

annuelle est 2 à 3 jours, ce sont des vents secs et chauds soufflant surtout au mois de

juillet.

I-2-5/ Situation géologique

La région d'Ain – Fakroun, est située à la limite septentrionale des hautes plaines

constantinoises. Elle comprend, des hautes plaines (760-900m) s'élevant doucement

vers le Sud, et vers le Sud – Est. De ces plaines surgissent des massifs calcaires: Le

Djebel Guerioun (1729m), le Djebel Fortass (1477m) à l'Est. Le djebel Fortess-Ouled

Azziz- Draa et Kalla (1112m) et le Djebel Hirrech (1101m).

Caractéristique principale au niveau de la géologie :

Nature et fréquence des terrains: Les formations quaternaires sont très

développées au Sud, à l'Ouest, et au Nord- Ouest d'Ain Fakroun, elles sont représentées

par des alluvions récentes, des formations de pentes, des glacis polygéniques, et par des

croûtes calcaires.

Les formations du Miocène marin s'étendent sur de larges surfaces et constituent

le substratum sur lequel est construite la ville.

Relief :

De Le territoire de la wilaya est constitué de hautes terres entrecoupées de

chaînons calcaires. Les plaines et collines occupent 63,8 %, les montagnes 17,3 %, les

plateaux et autres 18,9 %........[2]

La plaine de Ain Fakroun présente une topographie inclinée, en forme de quadrilatère,

les altitudes se situent entre 850 et 900 m, les pentes sont faibles et varient entre 0 et

3%, et les plaines sont recouvertes d'un manteau matériels alluvionnaires du poste

pliocène.

Analyse stratigraphique et structurale :

Les formations quaternaires qui donnent de larges plateaux et dépressions, sont

dominées par des croûtes calcaires principales, et des alluvions caillouteuses peu

épaisses. Les terrains miocènes, sont représentés par des grés, et des argiles sableuses

sur des épaisseurs considérables. Bien que ces formations paraissent plus ou moins

stables, toutefois nous pouvons distinguer quelques failles l'Est de la ville, celles-ci ont

des directions Nord-Ouest – SUD-EST, les pendages des couches sont relativement

faibles (de 0° à 30°), mis à part celles qui affleurent au SUD-EST de Ain Fakroun, au

niveau de la colline 1033. Ces différents terrains affleurent dans la région d'une façon

irrégulière, nous attribuons ceux-ci à des phénomènes structuraux, et morpho

structuraux.

I-2- 6/ Situation hydrographie :

Les ressources en eaux souterraines et superficielles dans la commune ne sont pas

évaluées actuellement. La carte topographique d’Ain Fakroun nous permet de constater

l'absence totale d’oued permanent. Ils sont à secs presque toute l'année. On trouve des

points d'eau dans plusieurs endroits qui indiqué l'existence de réserves d'eau

souterraines………..[2]

Les Eaux Superficielles :

Les sources d'information à travers lesquelles il serait possible de traiter

quantitativement ce secteur font malheureusement défaut. Les données disponibles

signalent l'existence de deux retenues collinaires: El Khauga et El-Quastania fortement

envasées. Ces ouvrages mobilisent respectivement…. [2]

20.000 M3 / An et 30.000 M

3 /An destinées toutes deux à l'irrigation de petites parcelles

dans la plaine de Ain Fakroun. Ces retenues sont dans un état de dégradation très avancé

et sont irrécupérables.

Les eaux Souterraines :

Elles sont mobilisées surtout aux moyens de puits individuels et de forages dont la

répartition et la suivante : 8 forages fonctionnels avec des débits variables qui se

repartissent comme suit:

1. H22 débit 15 l/s

2. C8 " 15 l/s

3. F1 " 17 l/s

4. F2 " 16 l/s

5. AF2 " 28 l/s

6. D2 " 16 l/s

7. AF1 " 7 l/s

8. E10 " 06 l/s (en panne)

N2: vient d'être réalisé et n'est pas entré en fonction

Un forage est en cours de réalisation prés de la gare.

À noter que le forage D2 situé dans la commune d'El Hanchir D'un débit de

16 l/s pendant 6 heures est laissé en réserve en cas de nécessité.

Quant aux capacités de stockage elles sont de l'ordre de 3750 m3 repartis comme suit :

1 bâche à eau de 600m3




2 réservoirs totalisant 2 x 1000m3 l'un surélevé et l'autre semi enterré

2 réservoirs de 2 x 275 m3

1 réservoir de 700 m3

1 réservoir de 500 m3

I -3/Présentation de POS 11 : [2]

I. 3-1 Situation du POS 11 par rapport à la ville et limites :

Le POS N011 de la ville, d’une superficie de 25.30 ha, est situé nord ouest l’Ouest de la

ville, à la limite du périmètre urbain.

Il est limité comme suit :

-Au Nord par un terrain vague.

-A L’est par POS N0 02 +POS N

0 03

-Au Sud par le POS B + POS N0 10

-A L’Ouest par un terrain vague

Ι. 3-2 Etat des VRD (voix réseau divers) :

Servitudes :

Le terrain est traversé par plusieurs réseaux de viabilisation à savoir :

- Une ligne électrique de moyenne tension à la quel il faut laisser le couloir de

servitude (15m de part et d’autre du dernier fil)

- Des conduites d’assainissement de diamètre 100, 500 et 800mm auxquelles il

faut laisser le couloir de servitude (3m de part et d’autre de l’axe).

- Environ 09 constructions existantes qu’il faut prendre en considération lors de

l’aménagement.

- Un ponceau et trois ramifications d’un oued, en plein site dont il faut déterminer

les bassins versants avec les services de l’hydraulique avant de procéder à

l’aménagement (nous avons laissé 15 m de part et d’autre du bord extérieur de

l’oued).

Nuisances :

Le terrain présent une seule nuisance à savoir :

La présence de remblais de la construction limitrophe.

Ι.3-3/ Rappel de l’orientation du P.D.A.U :

N0 DU POS SURFACE (ha) TYPE D’INTEVENTION

POS n0 11 25.30

-Terrain à aménager à longterme

-Etude d’aménagement et réglementation.

I-4/ Conclusion :

Après ce résumé de la présentation de la ville, on a ressorti quelque point nécessaire,

basé essentiellement sur la situation topographique qui va nous aidé à garantir une

meilleure projection du nouveau système d’alimentation en eau potable de la ville d’Ain

Fakroun (POS11) de telle façon à assurer l’alimentation convenable de la ville.

CHAPITRE II

II-1/ Introduction :

Le calcul des besoins en eau d’alimentation pour une agglomération exige une fixation

impérative des normes pour chaque catégorie de consommateur. Ces normes doivent

rester valables tant que les critères qui ont contribué à l’établissement de ces derniers

restent inchangés.

La norme unitaire est définie comme un rapport entre le débit journalier et le

nombre unité de consommateur.

Pour l’essentiel, on peut dire que l’évaluation des besoins en eau d’alimentation vise la

satisfaction d’un niveau sanitaire général en étroite une relation et dépendance avec le

développement socio-économique du pays (l'évolution de la population, l'équipement

sanitaires, niveau de vie de la population….)

Dans ce projet, le calcul des besoins se base sur les données de l'APC (population et

orientation des équipements).

II-2/ Estimation de la population : [2]

Nombre de blocs : 180

40 blocs comportent 8 logements

140 blocs comportent 10logements

Habitats individuel : 58

Nombre d'habitant par logement : 7

Nombre de logement : 1778

Nombre de population total :

N =1778*7=12446habitants

II-3/ Consommation moyenne journalière :

La consommation moyenne journalière est le produit de la norme unitaire moyenne

journalière, exprimé en mètre cube par jour.

Avec :

Qmoy,j : consommation moyenne journalière en m3/j.

Qi : dotation moyenne journalière en l/j/hab .

Ni : nombre de consommateurs.

Qmoy,j=(Q i*N i)/1000 m3/j

II-4/ Evaluation des besoins par catégorie :

II-4-1/ Besoins domestiques :

Dans une agglomération donnée, la consommation en eau dépend essentiellement de

développement sanitaire et les habitudes de la population. Pour les petites

agglomérations la dotation varie de 60 à 100 l/j/hab et de 100 à 200 l/j/hab pour les

grandes agglomérations.

Pour notre projet et d’après l’A.P.C, et comme notre agglomération est grande, les

besoins seront estimés sur la base de la dotation de 150 l/j/hab.

Débit journalier moyen : 12446 x 150 = 1866900 l/ j =21.607 l/s

II-4-2/ besoin des équipements :

Tableau II. 1 : besoin des équipements

Désignation des

équipements Unité

Dotation

(l/j/unité) Nombre ou surface

débit

(l/j)

Espaces verts m2 5 2000

10000

Ecole fondamentale élève 15 200 3000

C.E.M élève 15 600 9000

crèche enfant 15 60 900

Locaux commerciaux local 25 165 4125

Sièges administratifs employer 15 03sièges*(15employer/

siège) 675

mosquée priant 20 700 14000

Cité universitaire Lit 100 4000 lit 400000

Centre culturel adhérant 15 100 1500

Terrain de sport m2 5 4250 21250

Station de bus et

station de service unité 3000 01 3000

Equipements sanitaires unité 320 2 640

Marché Client 50 200 10000

total 478090

Total majoré de 15% 549803.5

Besoin en l/s 6.363 l/s

Qmj = 1866.9m3/j m3/j.

II-5/ Récapitulation des besoins en eaux de la ville :

Les besoins totaux en eaux de la ville d’Ain Fakroun pos 11 sont donnés par le

tableau ci-dessous :

Tableau II. 2 : Récapitulation des besoins en eaux de la ville

Donc :

II-6/ Coefficient d’irrégularité : [3]

II-6-1/ Coefficient d’irrégularité maximal (Kmax,j) :

Du fait de l’existence d’une irrégularité de la consommation horaire au cours de la

journée, on doit tenir compte de cette variation en déterminant le rapport :

Qui exprime de combien le débit maximum journalier dépasse le débit moyen

journalier.

La valeur de Kmax,j varie entre 1,1 et 1,3. Pour notre cas on prend Kmax,j = 1,2 pour les

Qmax = Qmj * Kmax,j

II-6-2/ Coefficient d’irrégularité minimal (Kmin,j) :

Il est défini comme étant le rapport de la consommation moyenne journalière, donné par

la relation suivante :

Ce coefficient permet de déterminer le débit minimum journalier envisageant une sous

consommation.

Kmin,j varie de 0,7 à 0,9. on prend Kmin,j = 0.8

Catégorie des besoins Qmoy,j (l/s)

Domestiques 21.607

équipements 6.363

Total 27.970

Qmoy.j = 2416.608 m3/j

Q

QK

moy.j

min..j

max.j

Q

QK

moy.j

MAX.J

max.j

II-6-3/ Coefficient d’irrégularité maximal horaire (Kmax,h) :

Ce coefficient représente l’augmentation de la consommation horaire pour la journée.

D’une manière générale, ce coefficient peut être décomposé en deux autres

coefficients : α max et β max ; tel que :

Avec :

α max: coefficient qui tient compte du confort des équipements de l’agglomération et de

régime du travail, varie de 1,2 à 1,5 et dépend du niveau de développement local.

Pour notre cas on prend α max = 1,3.

β max: coefficient étroitement lié à l’accroissement de la population.

Le tableau 3 donne Sa variation en fonction du nombre d’habitants.

Tableau II .3 : β max en fonction du nombre d’habitants

Habitant <1000 1500 2500 4000 6000 10000 20000 50000

Βmax 2 1,8 1,6 1,5 1,4 1,3 1,2 1,15

Pour notre cas on a un nombre d’habitants de 12446 hab, donc

(1,3-1,2) / (10000-20000) = (1,3-x) / (10000-12446)

x=1,275

β max = 1,275 d’où la valeur de K max,h sera :

K max,h = 1,3*1,275 = 1,657

K max,h= 1,657

βαQ

QK maxmax

moy .h

max.h

max.h

II-6-4/ Coefficient d’irrégularité minimal horaire (Kmin,h) :

Ce coefficient permet de déterminer le débit minimum horaire envisageant une sous

consommation :

Avec :

- α min : coefficient qui tient compte du degré de confort des équipements de

l’agglomération et du régime de travail, varie de 0,4 à 0,6. Pour notre cas on prend α min

= 0,5.

- β min : coefficient étroitement lié à l’accroissement de la population.

Le tableau 4 donne sa variation en fonction du nombre d’habitants.

Tableau II 4 : β min en fonction du nombre d’habitants

Habitant <1000 1500 2500 4000 6000 10000 20000 50000

βmin 0,1 0,1 0,1 0,2 0,25 0,4 0,5 0,6

Donc pour notre cas on prend

βmin = 0,43

d’où la valeur de Kmin,h sera :

K min,h = 0,5×0,48 = 0,24 .

Kmin,h = 0,0.215

II-7/ Détermination des débits journaliers :

II-7-1/ Consommation minimale journalière (Q min,j) :

C’est le débit de jour de faible consommation pendant l’année ;

On prend K min,j=0,8

Débit journalier minimale : 2416,608 × 0,8 = 1933,28 m3/ j

βαQ

QK minmin

moy .h

min.h

min.h

KQQ minjmoy.jmin.j

Qmin=1933,28 m3/ j

II-7-2/ Consommation maximale journalière (Q max,j) :

Ce débit relatif au jour de plus grande consommation pendant l’année est utilisé comme

élément de base dans les calculs de dimensionnement du réseau de distribution et

d’adduction, il nous permet de dimensionner toute la chaine de distribution.

Ce débit est calculé ainsi :

Avec :

Q max,j : débit maximum journalier en m3/j ;

Q moy,j : débit moyen journalier en m3/j ;

K max,j : coefficient d’irrégularité maximale journalière

Débit journalier maximum : 2416,608 ×1,2 = 2899,93

Tableau II. 5 : Calcul de la consommation maximale journalière.

Nature des

Consommations

Débit moyen journalier

Qmoy [m3/j]

Coefficient

d’irrégularité [Kj]

Débit maximum

journalier

Qmax.j [m3/j]

Agglomération 1866,81 1,2 2240,17

équipements 549,80

1,2 659,76

Total 2899,93

II-7-3/ Détermination des débits horaires :

Généralement on détermine les débits horaires en fonction du développement, des

habitudes de la population et du régime de consommation probable.

II-7-3-1/ Débit moyen horaire :

Le débit moyen horaire est donné par la relation suivante :

Avec :

Qmoy,h : débit moyen horaire en m3/h

Qmax,j : débit maximum journalier en m3/j ;

Donc : Qmoy,h = 2899,93/24 =120,83 m3/h .

Qmoy,h = 120.83 m3/h

Q moy,h = Q max,j/24

KQQ maxjmoy.jmax.j

Qmax =2899,93m3/ j

II-7-3-2/ Détermination du débit maximum horaire :

Ce débit joue un rôle très important dans les différents calculs du réseau de

distribution, il est déterminé par la relation suivante :

Avec :

- Qmoy,h : débit moyen horaire en m3/h ;

- Kmax,h : coefficient d’irrégularité maximale horaire ;

On a donc :

Qmax,h = 1,657×120.83 = 200,215 m3/h

Qmax,h = 200,215 m3/h

II-7-4/ détermination du débit de pointe :

Kp = coefficient de pointe = α max . βmax*Kj max

α max =1,2 à 1,4 on prend α max= 1,3

βmax est tirée des abaques selon le confort et le nombre de population dans notre cas le

nombre de population est 12446 habitants βmax= 1,275

Kj max – coefficient journalière maximal qui varie de 1,1 à 1,5

On prend Kj = 1.3

Donc Kp = 1,3 × 1,275 ×1,3= 2,1547

Qp= 27,97 ×2,1547 = 35,311 l/s

On prend :

II-8/ Evaluation de la consommation horaire en fonction du nombre

d’habitant :

Le débit horaire d’une agglomération est variable selon l’importance de cette dernière.

La variation des débits horaires d’une journée est représentée en fonction du nombre

d’habitants les résultants sont donnés sur le tableau suivant :

Qmax,h = Kmax,h* Qmoy,h

Qp = Qmoyj x Kp

Qp = 60,27 l/s

Tableau II-6 : réparation des débits horaires en fonction du nombre d’habitants :

Heures

(h)

Nombre d’habitants

Moins de

10000

(℅)

10001à

50000

(℅)

50001 à

100000

(℅)

Plus de

100000

(℅)

Agglomération

de type

rurale(℅)

0-1 01 1.5 03 3.35 0.75

1-2 01 1.5 3.2 3.25 0.75

2-3 01 1.5 2.5 3.3 01

3-4 01 1.5 2.6 3.2 01

4-5 02 2.5 3.5 3.25 03

5-6 03 3.5 4.1 3.4 5.5

6-7 05 4.5 4.5 3.85 5.5

7-8 6.5 5.5 5.9 4.9 5.5

8-9 6.5 6.25 4.9 5.2 3.5

9-10 5.5 6.25 4.6 5.05 3.5

10-11 4.5 6.25 4.8 4.85 06

11-12 5.5 6.25 4.7 4.6 8.5

12-13 07 05 4.4 4.6 8.5

13-14 07 05 4.1 4.55 06

14-15 5.5 5.5 4.2 4.75 05

15-16 4.5 06 4.4 4.7 05

16-17 05 06 4.3 4.65 3.5

17-18 6.5 5.5 4.1 4.35 3.5

18-19 6.5 05 4.5 4.4 06

19-20 5.0 4.5 4.5 4.3 06

20-21 4.5 04 4.5 4.3 06

21-22 03 03 4.8 3.75 03

22-23 02 02 4.6 3.75 02

23-24 01 1.5 3.3 3.7 01

Remarque :

Cette variation des débits horaires est exprimée en pourcentage (%) par rapport au débit

maximal journalier de l’agglomération.

Pour notre cas nous choisie l’intervalle : 10001à 50000

hab. (puisque le nombre d’habitants est 12446 hab.)

Les résultats de calcul sont récapitulés dans le tableau suivant :

Tableau II.7 : Répartition horaire du débit pour POS

Heures

(h)

pourcentage

(%)

débits

horaires

(m3/h)

Heures

(h)

pourcentage

(%)

débits

horaires

(m3/h)

0-1 1.5 43.49895 12-13 05 144.9965

1-2 1.5 43.49895 13-14 05 144.9965

2-3 1.5 43.49895 14-15 5.5 159.49615

3-4 1.5 43.49895 15-16 06 173.9958

4-5 2.5 72.49825 16-17 06 173.9958

5-6 3.5 101.49755 17-18 5.5 159.49615

6-7 4.5 130.49685 18-19 05 144.9965

7-8 5.5 159.49615 19-20 4.5 130.49685

8-9 6.25 181.245625 20-21 04 115.9972

9-10 6.25 181.245625 21-22 03 86.9979

10-11 6.25 181.245625 22-23 02 57.9986

11-12 6.25 181.245625 23-24 1.5 43.49895

II-9/ Comparaison entre les ressources et les besoins :

Dans le but de connaître si notre débit fourni par les forages existant satisfait les

besoins calculés ou non, il faut comparer entre les besoins et ce débit disponible, et voir

est ce qu’il y à un excès ou un déficit de débit.

Le POS dispose de trois forages donnant un débit actuel total de 60 l/s qui est équivalent

à 5184 m3/j,

les besoins totaux de POS11 sont de 2899.93m3/j

Fig. II-1 : graphique de consommation

Fig. II-2 : courbe intégrale.

II-10/ Conclusion :

Dans ce chapitre nous avons déterminé le total des besoins nécessaire pour satisfaire la

zone A à l’horizon future, on a trouvé au titre de comparaison entre les ressources

disponible et les besoins.

On outre cette détermination des besoins nous permettra d’évaluer la capacité optimale

de réservoir.

CHAPITRE III

III-1/ Introduction :

Les réservoirs sont des ouvrages hydrauliques leur rôles a sensiblement changé au

cours du temps, servant tout d’abord de réserve d’eau, leur rôle principal fut ensuite de

parer à un incident survenu dans l’adduction.

III-2/ Fonction générale des réservoirs :

Les fonctions générales assurées par les réservoirs d’eau potable sont multiples et

de nature à la fois technique et économique.

III-2-1/ Fonctions techniques :

- régularisation des débits (demande et apport) ;

- sécurité d’approvisionnement ;

- régulation de la pression ;

- simplification de l’exploitation ;

- réacteur participant au traitement ;

- la distribution de l’eau vers les abonnés.

III-2-2/ Fonctions économiques :

- réduction des investissements sur les ouvrages de production ;

- réduction des investissements sur le réseau de distribution ;

- réduction des dépenses d’énergie.

III-3/ Rôle des réservoirs : [4] [3]

Le rôle des réservoirs a sensiblement varié au cours des temps. Servant tout

d’abord de réserves d’eau, leur rôle primordial fût, ensuite, de parer à un accident

survenu dans l’adduction. Ils constituent une réserve permettant d'assurer aux heures de

pointe le débit maximal demandé, de plus ils peuvent aussi jouer les rôles suivants :

Assurer la continuité de la distribution pendant l’arrêt de la pompe.

Régulariser le fonctionnement de la pompe.

Régulariser la pression dans le réseau de distribution.

Coordonner le régime d'adduction au régime de distribution.

Jouer le rôle de brise charge dans le cas d'une distribution étagée.

Assurer la réserve d’incendie.

Jouer le rôle de relais.

Réduire la consommation de l’énergie électrique aux heures de pointe.

Emmagasinement d’eau pendant toute la durée de fonctionnement de la station

de pompage.

Milieu où on peut traiter l'eau à l'aide de chlore.

Réducteur des dépenses d'énergie (Grâce aux réservoirs le pompage peut avoir

lieu la nuit pendant les heures creuses de la sonalgaz et distribution gravitaire

pendant les heures de pointes).

III-4/ Classifications des réservoirs :

Les réservoirs peuvent être classés de diverses façons selon les critères prisent

en considération :

III-4-1/ Classification selon le matériau de construction :

Cette classification est basée sur la nature des matériaux de construction des

réservoirs :

Réservoir métallique.

Réservoir en maçonnerie.

Réservoir en béton armé.

III-4-2/ Classification selon la situation des lieux :

Les réservoirs peuvent être classés selon leur position par rapport à la surface du

sol :

Réservoir enterré.

Réservoir semi enterré.

Réservoir sur élevé ou sur tour.

III-4-3/ Classification selon l’usage :

Vu les multi usages des réservoirs on peut les classer suit :

réservoir principal d’accumulation et de stockage.

Réservoir d’équilibre (réservoir tampon).

Réservoir de traitement.

III-4-4/ Classification selon des considérations esthétiques :

Selon des servitudes d’esthétisme on peut affirmer les fonctions d’un réservoir

comme on peut l’intégrer au paysage.

III-4-5/ Classification selon la forme géométrique :

Généralement on retrouve dans la pratique trois formes usuelles :

Réservoir cylindrique.

Réservoir rectangulaire (carré).

Réservoir conique

Comme on trouve par fois des réservoirs à formes quelconques (sphérique, conique).

III-4-6/ Les réservoirs en charge (sous pression) :

Ces réservoirs maintiennent une pression supérieur à l’atmosphérique au dessus

du plans d’eau par un dispositif de compression. On les retrouve généralement dans le

cas d’une injection directe par pompage dans le réseau.

III-5/ Emplacement des réservoirs : [4]

Malgré qu'on a de réservoirs existant, leurs emplacement doit respecter les aspects

suivants:

L’emplacement du réservoir doit être aussi choisi de telle façon à pouvoir

satisfaire les abonnés en pression suffisante.

Etre le plus prés possible du centre de gravité de l’agglomération qu’il a à

assurer.

L’alimentation du réseau doit se faire par gravité.

La cote radier doit être supérieure à la plus haute côte piézométrique exigé

dans le réseau ce qui est respecté dans notre ville.

III-6/ Choix du type du réservoir : [4]

Notre étude consiste à maintenir un ouvrage de stockage d'eau pour satisfaire

quantitativement les consommateurs de la région dans l'avenir.

Le choix du type est basé sur les avantages suivants:

Economie sur les frais de construction

Etude architecturale très simplifiée

Etanchéité plus facile à réaliser

Conservation de la température constante de l'eau emmagasinée.

III-7/ Construction des réservoirs :

Les matériaux employés dans la construction des réservoirs devront être

choisis pour assurer leur parfaite étanchéité concurremment avec les

conditions de leur mise en œuvre, et ne devront en aucun cas provoquer

une altération de la qualité de l’eau emmagasinée, à cet effet. Seront

choisis pour la construction du réservoir, des matériaux durables

Le béton armé présente l’avantage de ne pas être atteint par la rouille,

tout en préservant l’eau des variations de température.

Un accès avec un regard en double couverture et une échelle de sécurité

seront prévus sur le voile du réservoir.

Une ventilation convenablement choisie sera aménagée, conçus de façon

à éviter l’entrée certaines espèces nuisibles (insectes, rats…etc.).

Toute vanne sera disposée dans une chambre de manœuvre.

III-8/ Détermination de la capacité du réservoir :

Pour assurer le rôle qu'il doit jouer, le réservoir doit avoir une capacité suffisante

.Cette dernière doit être estimée en tenant compte des variations des débits à l'entrée

comme à la sortie, c'est-à-dire d'une part du mode d'exploitation des ouvrages situés en

amont et d'autre part de la variation de la demande.

Le plus souvent, la capacité est calculée en tenant compte des variations

journalières, du jour de la plus forte consommation et de la réserve d'eau destinée à

l'incendie.

III-8-1/ Principe de calcul :

Le calcul de la capacité théorique d’un réservoir dépend du débit des ressources

en eau, le mode de pompage, et de la courbe de consommation. En admettant que le

refoulement vers les réservoirs de stockage est étalé sur 20 heures, on évitera le

refoulement en heure de pointe de tarification selon la SONELGAZ.

Pour estimer la capacité d'un réservoir, nous devrons procéder:

Soit à la méthode analytique ou la méthode graphique,

Méthode analytique :

Cette méthode repose sur la superposition de l’apport et de la consommation d’ou

on tire le volume maximum reçu et accumulé par le réservoir, en dressant pour chaque

heure la différence entre la production et la consommation et suivre après le rythme de

remplissage et de vidange du réservoir

Méthode graphique :

On se base sur le même principe que la méthode analytique, la différence c’est

que cette fois nous allons faire le cumul de la production et ce lui de la consommation,

et faire après une comparaison graphique. Le volume du réservoir est donné par la

somme des valeurs absolues des deux plus grands écarts entre les deux courbes (le plus

grand écart positif et le plus grand écart négatif).

Pour notre projet et afin de déterminer la capacité du réservoir, on utilise la méthode

graphique.

Le volume de régulation est calculé par la formule :

Vr= (∆V+

max +∆V-min) ×Qmax.j (m

3)

∆V+max : le plus grand écart positif

∆V-min : le plus grand écart négatif

Qmax.j : Débit maximum journalier entrant dans le réservoir (m3/j)

La réserve d’incendie est par définition, la réserve minimale d’eau nécessaire pour

l’extinction d’un sinistre moyen d’une durée de deux heures avec un débit moyen de

60m3/h, en conséquence cette réserve minimale à prévoir est de 120 m

3.Le volume du

réservoir serait donc :

Vt=Vr+Vinc

Et on a :

Vr : le volume de réservoir

Vinc : le volume de réserve d’incendie égal 120 m3

Vt : le volume total de réservoir

III-8-2/capacité de réservoir : [3]

Tableau III -2: Détermination de la capacité de réservoir.

Heure Consommation

horaire Apport

Cumul

consommation Cumul apport

h ℅ ℅ % %

0-1 1.5 5 1.5 5

1-2 1.5 5 3 10

2-3 1.5 5 4.5 15

3-4 1.5 5 6 20

4-5 2.5 5 8.5 25

5-6 3.5 5 12 30

6-7 4.5 5 16.5 35

7-8 5.5 5 22 40

8-9 6.25 5 28.25 45

9-10 6.25 5 34.5 50

10-11 6.25 5 40.75 55

11-12 6.25 5 47 60

12-13 5 5 52 65

13-14 5 5 57 70

14-15 5.5 5 62.5 75

15-16 6 5 68.5 80

16-17 6 5 74.5 85

17-18 5.5 - 80 85

18-19 5 - 85 85

19-20 4.5 - 89.5 85

20-21 4 - 93.5 85

21-22 3 5 96.5 90

22-23 2 5 98.5 95

23-24 1.5 5 100 100

A partir de tableau III – 2 nous traçons le graphique qui représente le cumul de

consommation et celle de pompage en fonction de temps.

Fig. III -1 : graphique du cumul de consommation et pompage

D’après le graphique III-1 : nous pouvons déterminer ∆V+ et ∆V

-

Tableau III -3: Détermination de ∆V+ et ∆V

-

Heure ∆V+ ∆V

- Heure ∆V

+ ∆V

-

1 % % 12-13 13 /

0-1 3.5 / 13-14 13 /

1-2 7 / 14-15 12.5 /

2-3 10.5 / 15-16 11.5 /

3-4 14 / 16-17 10.5 /

4-5 16.5 / 17-18 5 /

5-6 18 / 18-19 0 /

6-7 18.5 / 19-20 / 4.5

7-8 18 / 20-21 / 8.5

8-9 16.75 / 21-22 / 6.5

9-10 15.5 / 22-23 / 3.5

10-11 14.25 / 23-24 / 4.5

11-12 13 / / /

Alors le volume du réservoir R sera :

R= (16,75+8,5) % × 2899,93= 732,23

le volume total du réservoir RT

RT = 732,23 + 120=852,23 m3

RT = 852,23 m3

le volume total du réservoir RT (POS3et R1)=900m3....... [2]

Donc le réservoir existant (R1=1000 m3) qui alimentée center ville et pos (3 et R1) plus

pos 11 est largement insuffisant donc on propose un autre réservoir (R2 = 750 m3)

III-9/ Dimensionnement du réservoir R2 :

III-9-1/ section du réservoir :

Pour une hauteur de 6.25 m, on détermine la section qui est :

V= S.H

Où :

S : la section de réservoir ;

V : Volume total du réservoir ;

H : Hauteur d’eau dans le réservoir.

25.1874

750mS

S= 187.5m2

III-9-2/ Diamètre du réservoir

S = 4

D 2 d’où D=

S4

D =

5.187.4 = 15.46m.

D f = 15.46m

III-9-3/ Hauteur de la réserve d’incendie :

H i n c =S

VINC

H inc : la hauteur de la réserve d’incendie

VI N C :le volume de la réserve d’incendie

H i n c = 5.187

120= 0.64 m

H i n c = 0.64m.

Tableau III -4 : caractéristiques de réservoir (R2) calculé

V (m3)

SRESERVOIR

(m2)

HRESERVOIE

(m)

DRESERVOIR

(m)

VINCENDIE

(m3)

H incendie

(m)

750 187.5 4 15.46 120 0.64

III-10/ Equipement de réservoir : [4]

III-10-1/ Conduite d’arrivée :

L’arrivée dans le réservoir de la conduite de refoulement doit se faire par le haut et

de coté opposé de la conduite de départ

L’arrivée dans le réservoir de la conduite de refoulement doit se faire par le haut et

de coté opposé de la conduite de départ

Fig. III-2 : Conduite d’arrivée

Conduite by-pass

Conduit

e d’a

dduct

ion

III-10-2/ Conduite de distribution :

Pour faciliter le brassage de l’eau dans le réservoir, l’orifice de départ de la

conduite de distribution devra être situé autant que possible à l’opposé de l’arrivée qui

est vérifie pour notre cas.

La conduite de distribution est munie à son origine d’une crépine constituée d’un

corps cylindrique terminé par un collet, d’une bride de serrage et de ses boulons.

La crépine se place à 0.2 m au dessus du fond du réservoir afin que les dépôts ne

puissent pénètre dans la conduite

Fig. III-3 : Conduite de distribution

III-10-3/ Conduite de décharge ou de vidange :

La conduite de vidange doit être installée au niveau du point le plus bas de radier,

afin de pouvoir évacuer les dépôts. A cet effet, le radier est réglé en pente vers l’orifice

de la conduite.

Pour permettre l’inspection et le nettoyage du réservoir, ainsi que d’éventuelles

réparations, il est nécessaire d’assurer un système de vidanger, au moyen d’une

conduite généralement raccordée à la conduite de trop-plein. Cette conduite peut

utilement comporter un siphon servant de maintient d’une quantité d’eau, pour éviter les

émanations gazeuses désagréables en provenance de l’égout

Pour nos réservoirs ces conditions sont vérifiées.

0.20 m

III-10-4/ Conduite de trop-plein :

La conduite de trop-plein a pour but d’assurer le non déversement du réservoir,

l’évacuation du débit d’adduction, pour le cas où la pompe ne serait pas arrêtée. Elle

doit être dimensionnée pour ce débit. Elle a pour but d’évacuer la quantité d’eau de

vidange vers un regard plus loin et En limitant la vitesse dans la conduite de trop-plein

à 3 ou 4m/s .

Fig. III-4 : Conduite de trop-plein

III-10-5/ By–pass :

C’est un tronçon de conduite qui relie la conduite d’arrive et la conduite de départ

dans le cas d’un réservoir unique non compartimenté. Cette conduite fonctionne quant

le réservoir est isolé pour son entretien ou dans le cas d’une grande incendie.

III-10-6/ Matérialisation de la réserve d’incendie :

C'est une disposition spéciale de la tuyauterie qui permet d'interrompre

l'écoulement, une fois le niveau de la réserve d'incendie est atteint, pour cela ; nous

avons intérêt à équiper notre ouvrage, d'un système à siphon permettant de transiter

l'eau du réservoir tout en préservant la quantité destinée pour l'incendie. Cette

interdiction sera bien entendu, levée par une manœuvre manuelle, effectué sur place ou

à distance en cas d'incendie. Autrement dit, un évent d'un siphon interdit l'utilisation de

l'eau au dessus d'un niveau défini au préalable.

Le système de fonctionnement est le suivant:

Fonctionnement normal : 1 et 3 : ouverts 2 fermé.

Cas d'incendie : Il suffit d'ouvrir 2.

1 2

3

Conduites

de départ

évent

Conduite

trop plein

Conduite

d'arrivée

Nmax

N incendie Siphon

Conduite

de vidange Robinet vanne à brides

Fig. III-5 : Matérialisation de la réserve d’incendie

Fig. III-6 : équipement de réservoir

N min

1

Conduite d’adduction

N max

Réserve d’incendie

Conduite de Trop plein

Event

2 3

P atm

R.V de vidange

III-11/ Entretient des réservoirs :

Les structures des réservoirs doivent faire l’objet d’une surveillance régulière. Le

nettoyage des cuves nécessite un soin particulier, soit :

Isolement et vidange de la cuve et élimination des dépôts sur le fond.

Examen et réparations éventuels de ces dernières.

Désinfection de la réserve d’eau à l’aide de produits chlorés.

Chaulage.

III-12/ Conclusion :

Après ce chapitre, on remarque que les réservoirs ont un rôle très important (stockage et

distribution) ; pour cela ils nécessitent une surveillance régularisée et un entretient

périodique concernant le nettoyage du cuve. Il convient donc de bien les concevoir et de

bien les réaliser (assurant l'étanchéité) afin qu’ils remplissent toutes les fonctions

requises d’une manière durable.

CHAPITRE IV

IV-1/ Introduction :

Après avoir évalué les besoins en eau d’une agglomération quelconque on doit faire le

choix convenable du réseau pour distribuer l’eau aux différentes catégories de

consommateurs recensés au niveau de l’agglomération.

Le but de la mise en place de ce dernier est de parvenir à satisfaire la demande

des consommateurs en débit et en pression. Pour cela les différents tronçons des

canalisations du réseau doivent avoir des diamètres optimums et ils seront dimensionnés

en conséquence.

IV-2/ Choix du matériau des conduites : [5] [6] Le choix du matériau utilisé est en fonction de la pression supportée, de

l’agressivité du sol et de l’ordre économique (coût et disponibilité sur le marché) ainsi

que la bonne jonction de la conduite avec les équipements auxiliaires (joints, coudes,

vannes…etc.).

Par mis les matériaux utilisés on peut citer : l’acier, la fonte et le PVC

IV-2-1/ Tuyaux en fonte :

Présentent plusieurs avantages :

Bonne résistance aux forces internes.

Bonne résistance à la corrosion.

Très rigides et solides

L’inconvénient est que les tuyaux en fonte sont très lourds, très chers

IV-2-2/ Tuyaux en acier :

Les tuyaux en acier sont plus légers que les tuyaux en fonte, d’où l’économie sur le

transport et la pose

Bonne résistance aux contraintes (choc et écrasement)

Leur inconvénient est la corrosion.

IV-2-3/ Tuyaux en PVC (Polychlorure de vinyle non plastifié) :

Bonne résistance à la corrosion

Disponible sur le marché

Une pose de canalisation facile

Leur inconvénient est le risque de rupture.

Remarque :

Dans notre projet on utilise des conduites en PEHD PN10

IV-3/ Les types de réseaux : [6]

On distingue trois types de réseaux :

Réseau maillé.

Réseau ramifié.

Réseau étagé.

IV-3-1/ Les réseaux maillés :

Pour la distribution en eau des agglomérations de moyenne et de grande

importance, ils présentent une solution plus adéquate grâce à leur sécurité et leur

souplesse d’utilisation.

Ils sont utilisés en général dans les zones urbaines, et tend a se généraliser dans

les agglomérations rurales sous forme associée aux réseaux ramifiés (limitation de

nombres de mailles en conservant certaines ramifications).

Les réseaux maillés sont constitués principalement d’une série de canalisation

disposée de telle manière qu’il soit possible de décrire des boucles fermées ou maillées.

IV-3-2/ Réseaux ramifie :

On les appelle ainsi grâce à leur structure arborisant fréquemment utilisés dans

les petites agglomérations rurales leur inconvénient, c’est que dans les conduites il n’y a

qu’un seul cheminement possible, en cas d’incident sur la conduite principale, toute la

partie avale sera privée d’eau.

IV-3-3/ Réseaux étagés :

Lors de l’étude d’un projet d’alimentation d’une ville en eau potable, il arrive

que cette ville présente des différences de niveau importantes.

La distribution par le réservoir projeté donne de fortes pressions aux points bas

(normes des pressions ne sont pas respectées).

L’installation d’un réservoir intermédiaire alimente par le premier, régularisé la

pression dans le réseau.

Figure IV-1 : réseau mailles et ramifie

Figure IV-2 : réseau étagé

IV-4/ Conception d’un réseau :

Plusieurs facteurs ont une influence sur la conception du réseau :

L’emplacement des quartiers.

L’emplacement des consommateurs principaux.

Le relief.

Le souci d’assure un service souple et régulier....

IV-5/ Principe de tracé d’un réseau combiné :

Pour tracer le réseau, il y a un certain nombre de conditions qu’il faut respecter:

Choisir le lien de consommation principale.

Déterminer le sens principal de masse ou de la quantité totale d’eau.

Tracer les conduites maîtresses parallèles entre elles, ces conduites doivent être

situées sur les cotes géodésiques les plus élevées pour bien répartir l’eau.

Il faut tracer les conduites maîtresses à travers les quartiers les quelles il faut

prévoir les lignes secondaires.

IV-6/ Calcul hydraulique du réseau combiné :

La détermination des débits dans un réseau combiné s’effectue de la manière

suivante :

On détermine la longueur de chaque tronçon du réseau.

On calcul les débits en route pendant les heures considérées (l’heure de pointe,

l’heure de pointe +incendie. Cas réservoir de tète).

On détermine le débit spécifique en considèrent les débits en route.

Sachant le débit spécifique ; on détermine les débits supposé concentrés aux

nœuds.

IV-7/ Calcul du réseau de distribution :

IV-7-1/ Calcul du réseau de distribution (cas de pointe) :

Dans notre projet, on fait une simulation

IV-7-1-1/ Détermination du débit spécifique :

Défini comme étant le rapport entre le débit de pointe et la somme des longueurs

des tronçons du réseau, on suppose que les besoins domestiques sont uniformément

répartis sur toute la longueur du réseau:

Q pointe : débit de pointe calculé dans le chapitre II (l/s).

Q sp : débit spécifique (l/s/m).

Σ Li : Somme des longueurs du tronçon (m).

Tableau IV-1 : Détermination de débit spécifique :

Heure de pointe

Q Pointe (l/s) 60.27

14n

1i

Li (m) 4169.1

qsp (l/s/m) 0,0144563

Qsp = Q pointe/ Σ Li

IV-7-1-2/ Calcul des débits en route :

Le débit en route se définit comme étant le débit réparti uniformément le long

d’un tronçon de réseau le débit en route est donné par la formule suivante :

Avec :

Q ri : débit en route dans le tronçon i (l/s).

Qsp : débit spécifique (l/s/m).

Li : longueur du tronçon (m).

Tableau IV-2 : Calcul des débits en route

N°de tronçon Longueur débit spécifique débit de route

(m) (l/s/m) (l/s)

1 (01-02) 40.70

0,0144563

0.5884

2 (02-03) 74.20 1.0727

3 (03-04) 60.00 0.8674

4 (04-05) 138.50 2.0022

5 (05-06) 188.80 2.7294

6 (06-07) 159.60 2.3072

7 (07-08) 49.20 0.7113

8 (08-09) 157.70 2.2798

9 (09-10) 211.60 3.0590

10 (10-11) 59.00 0.8529

11 (11-12) 31.40 0.4539

12 (12-13) 160.80 2.3246

13 (12-07) 91.90 1.3285

14 (13-14) 151.70 2.1930

15 (13-06) 93.90 1.3575

16 (14-15) 141.70 2.0485

17 (14-05) 93.40 1.3502

18 (15-16) 33.00 0.4771

19 (15-04) 91.60 1.3242

20 (16-17) 62.50 0.9035

21 (17-18) 47.30 0.6838

Q ri= Qsp * Li

N°de tronçon Longueur débit spécifique débit de route

(m) (l/s/m) (l/s)

22 (17-01) 200.00

0,0144563

2.8913

23 (18-19) 34.10 0.4930

24 (18-22) 73.70 1.0654

25 (19-20) 70.60 1.0206

26 (20-21) 89.80 1.2982

27 (21-01) 94.30 1.3632

28 (21-32) 110.60 1.5989

29 (22-23) 49.70 0.7185

30 (23-24) 93.70 1.3546

31 (24-25) 76.30 1.1030

32 (24-32) 159.80 2.3101

33 (25-26) 67.40 0.9744

34 (25-31) 156.10 2.2566

35 (26-27) 167.20 2.4171

36 (27-28) 66.50 0.9613

37 (28-29) 85.90 1.2418

38 (29-30) 156.00 2.2552

39 (30-31) 97.00 1.4023

40 (31-32) 88.50 1.2794

41 (25-29) 93.40 1.3502

Σ 4169.10 60.27

IV-7-1-3/ Détermination des débits en Nœuds:

C’est le débit concentré en chaque point de jonction des conduites du réseau, il

est déterminé comme suit :

Où :

Q ni : débit au nœud i (l/s).

ΣQ ri-k: la somme des débits en route des tronçons reliés au nœud i (l/s).

ΣQ ci: la somme des débits concentrés au nœud i (l/s).

Dans le cas de pointe le débit concentré égale à 0.

Q ni=0.5 Σ Q ri-k + ΣQ ci

Tableau IV-3 : Calcul des débits en Nœud

N° de

Nœud tronçon débit du Nœud(l/s)

Cote du terrain

naturel(m)

1

(01-02)

(01-21)

(01-17)

2.421 882.35

2 (02-01)

(02-03) 0.830 883.2

3 (03-02)

(03-04) 0.970 883.10

4

(04-03)

(04-05)

(04-15)

2.097 880.15

5

(05-04)

(05-06)

(05-14)

3.061 874.10

6

(06-05)

(06-07)

(06-13)

3.197 870.20

7

(07-06)

(07-08)

(07-12)

2.173 868.30

8 (08-07)

(08-09) 1.495 869.90

9 (09-08)

(09-10) 2.69 870.10

10 (10-09)

(10-11) 1.956 867.04

11 (11-10)

(11-12) 0.683 865.50

12

(12-11)

(12-07)

(12-13)

2.1535 866.25

13

(13-12)

(13-06)

(13-14)

2.937 869.25

14

(14-13)

(14-05)

(14-15)

2.796 872.00

15

(15-14)

(15-04)

(15-16)

1.924 876.10

16 (16-15)

(16-17) 0.69 875.12

17

(17-16)

(17-18)

(17-01)

2.259 876.15

18

(18-17)

(18-19)

(18-22)

1.241 875.98

19 (19-18)

(19-20) 0.7568 876.93

20 (20-19)

(20-21) 1.16 879.05

21

(21-20)

(21-01)

(21-32)

2.13 880.80

22 (22-18)

(22-23) 0.99 878.25

23 (23-22)

(23-24 1.036 879.68

24

(24-23)

(24-25)

(24-32)

2.384 881.65

25

(25-24)

(25-26)

(25-31)

(25-29)

2.84 884.15

26 (26-25)

(26-27) 1.69 884.55

27 (27-26)

(27-28) 1.69 893.97

28 (28-27)

(28-29) 1.10 895.9

29

(29-28)

(29-30)

(29-25)

2.04 890.00

30 (30-29)

(30-31) 1.828 891.80

31

(31-30)

(31-25)

(31-32)

2.46 887.48

32

(32-31)

(32-21)

(32-24)

2.59 883.90

33 piquage-1 / 887,00

IV-7-2/ Calcul du réseau de distribution (cas de pointe +Incendie) :

Pour ce cas, nous avons considéré que l’incendie aura lien au nœud 4.

Dans ce cas le calcul se fait de la même manière que le cas précédent mais seulement on

doit assurer le débit d’incendie donné par le réservoir (17 l/s).

Pour ce cas, nous avons considérés que l’incendie aura lien au nœud ‘8’ (le nœud le

plus éloigné et le plus défavorable).

Tableau IV-4 : Détermination des débits aux nœuds (cas de pointe + incendie) :

Nœud

Débit

concentré

(l/s)

Débit de

nœud

(l/s)

Nœud

Débit

concentré

(l/s)

Débit de

nœud

(l/s)

1 0 2.421 17 0 2.259

2 0 0.830 18 0 1.241

3 0 0.970 19 0 0.7568

4 17 19,097 20 0 1.16

5 0 3.061 21 0 2.13

6 0 3.197 22 0 0.99

7 0 2.173 23 0 1.036

8 0 1.495 24 0 2.384

9 0 2.69 25 0 2.84

10 0 1.956 26 0 1.69

11 0 0.683 27 0 1.69

12 0 2.1535 28 0 1.10

13 0 2.937 29 0 2.04

14 0 2.796 30 0 1.828

15 0 1.924 31 0 2.46

16 0 0.69 32 0 2.59

Σ / 77.27

IV-8/ Vérification de la vitesse dans le réseau :

On doit vérifier la vitesse au niveau de chaque tronçon à l’aide de l’équation de

continuité.

Cette vitesse doit être comprise dans l’intervalle [0.5 : 1.5] m/s même jusqu’à 2

m/s et ce pour éviter :

L’accumulation des dépôts solides.

L’érosion des conduites.

L’effet du régime transitoire.

IV-9/ Calcul du réseau par logiciel EPANET:

IV-9-1/ présentation du logiciel :

IV-9-1-1/ Définition :

EPANET est un logiciel de simulation du comportement hydraulique et

qualitatif de l'eau sur de longues durées dans les réseaux sous pression. Un réseau est un

ensemble de tuyaux, nœuds (jonctions de tuyau), pompes, vannes, bâches et

réservoirs. EPANET calcule le débit dans chaque tuyau, la pression à chaque

nœud, le niveau de l'eau dans les réservoirs, et la concentration en substances

chimiques dans les différentes parties du réseau, au cours d'une durée de

simulation divisée en plusieurs étapes. Le logiciel est également capable de

calculer les temps de séjour et de suivre l’origine de l’eau.

EPANET a pour objectif une meilleure compréhension de l'écoulement et

de l’usage de l'eau dans les systèmes de distribution. Il peut être utilisé pour

différents types d'application dans l'analyse des systèmes de distribution. En voici

quelques exemples: définition d’un programme de prélèvement d'échantillons,

calage d'un modèle hydraulique, simulation du chlore résiduel, et estimation de

l'exposition de la population à une substance. EPANET offre une aide à la

recherche de stratégies alternatives pour gérer le réseau, comme par exemple:

• utilisation en alternance des différentes ressources du système,

• modifier le régime de pompage ou de marnage des réservoirs,

• préciser l’usage des stations de recoloration (ou autres retraitements) en réseau,

• planifier l'entretien et le remplacement de certaines canalisations.

Disponible sous Windows, EPANET fournit un environnement intégré pour

l'édition de données de réseau, pour l’exécution de simulations hydrauliques et de

simulations qualité, et pour l'affichage des résultats sous plusieurs formats (des cartes

avec des codes couleurs, des tableaux et des graphiques).

IV-9-1-2/ Capacités pour la Modélisation Hydraulique :

Une modélisation hydraulique scrupuleuse et complète est la première condition pour

pouvoir modéliser la qualité de l'eau de manière efficace. EPANET contient un moteur

de calcul hydraulique moderne ayant les caractéristiques suivantes:

• La taille du réseau étudié est illimitée.

• Pour calculer les pertes de charge dues à la friction, il dispose des

formules de Hazen-Williams, Darcy-Weisbach, et Chezy-Manning.

• Il inclut les pertes de charge singulières aux coudes, aux tés, etc.

• Il peut modéliser des pompes à vitesse fixe ou variable.

• Il peut calculer l'énergie consommée par une pompe et son coût.

• Il peut modéliser différents types de vannes, comme des clapets anti-

retour, des vannes de contrôle de pression ou débit, des vannes d'arrêt, etc.

• Les réservoirs peuvent avoir des formes variées (le diamètre peut varier avec la

hauteur).

• Il peut y avoir différentes catégories de demandes aux nœuds, chacune avec une

caractéristique propre.

• Il peut modéliser des consommations dépendantes de la pression (buses par

exemple).

• Le fonctionnement de station de pompage peut être piloté par des

commandes simples, (heures de marche/arrêt en fonction du niveau d'un

réservoir) ou des commandes élaborées plus complexes.

IV-9-2/ Les résultats de calcul :

Les résultats de calcul de réseau se indiquées dans des tableaux selon les cas :

IV-9-2-1/ Cas de pointe :

Figure 3Figure IV-4schéma du réseau Cas de pointe

Tableau IV-5: Calcul des pressions (cas de pointe)

Tableau. IV-6: Variation de vitesse dans le réseau (cas de pointe)

IV-9-2-2/ Cas de pointe + incendie :

Figure IV-4schéma du réseau Cas de pointe + incendie

Tableau IV-7: Calcul les pressions (cas de pointe + incendie )

Tableau. IV-8: Variation de vitesse dans le réseau (cas de pointe + incendie )

IV-10/ Equipement du réseau de distribution :

IV-10-1/ Type de canalisation :

Comme nous allons dit au début de ce chapitre, le réseau sera constitué de tuyaux en

PEHD de diamètres variés entre 75 et 315, pour les multiples avantages qu’il présente, à

savoir :

Leur disponibilité sur le marché.

Peuvent supporter des pressions importantes (10, 16, 20 et 25 bars).

Sont facilement transportable (faible poids par rapport à l’autre type des

matériaux).

Facile à raccorder.

Adapter à tout type des sols (sol agressif, terrain glissant).

IV-10-2/ Appareils et accessoires du réseau : [7]

Les accessoires qui devront être utilisé pour l’équipement du réseau de distribution

sont les suivants :

IV-10-2-1/ Robinets vannes :

On distingue les robinets vannes à coin (à opercule) (figure IV-6) et les vannes papillon

(figure IV-5).

Les robinets vannes à opercule sont des appareils de sectionnement qui doivent être

complètement ouverts ou fermés.

Les vannes papillon peuvent aussi bien servir pour le sectionnement que pour le réglage

des débits.

Figure IV-5 : vanne papillon Figure IV-6 : robinet vanne à coin

IV-10-2-2 / Bouches ou poteau d’incendie :

Leur diamètre est normalisé à 100 ou 125 mm. Ils doivent être alimentés par des

conduites de même diamètre qui doivent assurer un débit minimal de 17 L/s sous 1 bar

(10 m), la disposition du réseau (réserve d’incendie) doit permettre aux pompiers de

disposer de120 m3.

IV-10-2-3/Ventouses :

Une accumulation d’air peut se faire aux points hauts d’une conduite. La poche d’air

provoque des perturbations qu’il s’agit d’éviter : diminution de la section, arrêt complet

des débits, diminution de la pression, coups de bélier.

L’évacuation de l’air se fait par l’intermédiaire d’une ventouse qui peut être à trois

fonctions ou à fonction unique.

Toutes ces ventouses sont disposées dans des regards visitables et leur bon

fonctionnement doit être vérifié périodiquement.

Ces ventouses, en dehors de la suppression des poches d’air en fonctionnement normal,

permettent également l’évacuation de l’air lors de la mise en eau de la canalisation et,

réciproquement, l’admission de l’air lors de la vidange provoquée de la canalisation, ce

qui permet d’éviter la mise en dépression de cette dernière.

Figure IV-7 : ventouse à fonction unique Figure IV-8 : ventouse à trois fonctions

IV-10-2-4/ pièces spéciales de raccord :

les Tés : on envisage des tés à deux ou trois emboîtements permettant le

raccordement des conduites présentant des diamètres différents.

les coudes : utilisés en cas de changement de direction.

les cônes de réduction : ce sont des organes de raccord en cas de déférents

diamètres.

IV-11/ Conclusion :

Dans ce chapitre, on a déterminé les diamètres des tronçons en vérifiant les

vitesses et les pressions au niveau des tronçons et nœuds; pour un bon fonctionnement

du système d'alimentation.

CHAPITRE V

V-1/ Introduction :

N'importe quel réseau d'alimentation en eau potable doit avoir une adduction,

soit par pompage, soit gravitaire soit mixte. Et pour ces trois cas on a le facteur

topographie qui rentre en jeu. Ce dernier nous oblige à placer certains accessoires :

Ventouse aux points hauts du tracé pour l'évacuation de l'air.

Vidange aux points bas.

Vanne de sectionnement pour éviter la vidange complète de la conduite.

Savoir comment fonctionne une adduction permet d'éviter :

Des dysfonctionnements (fontaine non alimentée).

Les dégâts (surpression, dépressions...).

L'entrée de polluants par fonctionnement en dépression.

L'obstruction de l'adduction par sédimentation ou par bouchon d'air.

Des coûts exagérés.

En vu de dimensionner cette conduite d'adduction nous prenons en considération

deux aspects, l'un économique et l'autre technique.

V-2/ Choix du tracé (condition technique) :

Pour le choix du tracé de la conduite de refoulement sera tenu compte de certain

impératif que l’on s’efforcera dans la mesure du possible de respecter

Il est important de chercher un profil en long aussi régulier que possible pour

éliminer les contres pentes ;

Dans le but d’économie du projet, le tracé doit être le plus court possible.

Éviter le phénomène de cavitation qui peut engendrer les éclatements et vibration de la

canalisation ou cours de la phase de surpression.

Éviter les forets, bois et zones marécageuses.

Éviter autant que possible la traversée des obstacles (routes, voies ferrées, canaux,

oueds,…).

V-3/ Choix du type de tuyaux : [8]

Le choix est établi sur des critères d’ordre technique à savoir le diamètre, la pression de

service, condition de pose et sur des critères d’ordre économique qui englobent le prix

de la fourniture et le transport.

Dans notre étude nous avons choisi des conduites en acier, qui sont plus économique

que celle en fonte, vu les avantages qu’elles présentent :

Ils sont disponibles sur le marché.

Peuvent supporter des pressions importantes (3 à20 bars).

Économique sur le transport.

Leur continuité et leur souplesse permettent d’opérer la mise en force de fouille de

tronçon de grande longueur préalablement assemblée au dessous du sol dans les

meilleures conditions d’exécution et de contrôle.

Par leur élasticité s’adoptent aux reliefs plus au moins accidentés.

Le seul inconvénient c’est le risque de la corrosion qui nécessite un revêtement

intérieur.

V-4/ Classification des conduites de refoulement :

V-4-1/en fonction du matériau :

Conduite en amiante – ciment.

Conduite en béton et en béton armé.

Conduite en acier.

Conduite en fonte.

Conduite en PEHD.

V-4-2/En fonction de la pression :

Les conduites de refoulement de faible pression : jusqu’à 2 bars (20 m).

Les conduites de refoulement de moyenne pression : de 2 à 5 bars

(de 20 m à 50 m).

Les conduites de refoulement de haute pression : supérieur à 5 bars (> 50 m).

V-4-3/En fonction du mode de réalisation de canalisation :

Conduite à ciel ouvert.

Conduite en tranche.

V -5/ Conditions économique :

Du point de vue économique, la conduite de refoulement et de la station de

pompage sont dépendantes c’est à dire que :

Plus le diamètre de la conduite est petit pour un même débit à relever plus la perte de

charge sera grande d’où l’énergie dépensée sera importante.

Les frais d’exploitation de la station de pompage sont décroissants quand le diamètre

augmente, par suite la diminution des pertes de charge.

V-6 /Dimensionnement de la conduite d’adduction (diamètre

économique) : [7]

La détermination du diamètre économique est basée sur l’étude technico-économique.

Il y’a plusieurs formules qui donnent le diamètre économique tel comme :

A- Formule de BRESSE :

QDéco 50.1

B- Formule de BONNIN :

QDéco

C- Formule de VIBERT 1948 (conduites en fonte) :

46.0154.0)(547.1 Qf

eDéco (Pompage continu)

46.0154.0)(35.1 Qf

eDéco (Pompage de 10

h/24

h)

Avec : e : prix du kWh d’énergie.

f : prix de 1kg de fonte.

D- Formule de MUNIER 1961 :

QnDéco )02.01(

Avec : n : nombre d’heures de pompage.

Q : débit en m3/s.

E- Formule de Carré 1973 :

460.0QADéco

Avec : A : coefficient en fonction de la source de l’énergie électrique et le nombre

d’heures de pompage (voir le tableau V-6).

Q : débit en m3/s.

Tableau V-1 : Valeur de A pour la formule de Carré :

Valeur de A La pression Heurs de pompage

1.30 Base pression 20 heurs

1.12 Base pression 08 heurs

1.12 Haut pression 20 heurs

1.00 Haut pression 08 heurs

F- Formule de laboratoire LARHYSS 2003

QDéco 27.1

Pour un rendement de η = 77%.

V-7/ Formules générale pour déterminé les pertes de charges :

V-7- 1/Pertes de charges linéaires :

D’une façon générale la perte de charge linéaire est déterminée par la formule:

ljhc

Avec : J : Le gradient de perte de charge linéaire en m/ml.

l : la longueur de la conduite en ml.

hc : la perte de charge linéaire en m.

Déterminé le gradient de perte de charge J [7]

Diverses formules utilisées à l’heure actuelle pour le calcul des pertes de charge

linéaires dans les conduites sous pression sont les suivantes : HAZEN-WILLIAMS et

LECHAPT-CALMON, FLAMANT et la formule élaborée par laboratoire

d’hydraulique urbaine de l’école nationale supérieure de l’hydraulique, et la formule de

DARCY – WEISBACH.

Formule de HAZEN-WILLIAMS (1905-1920):

Les deux physiciens américains WILLIAM et HAZEN ont élaboré une formule avec

un coefficient qui varie en fonction de la conduite en service.

La formule générale est la suivante :

NM

HW

M

DC

QLj

Avec :

J : Le gradient de perte de charge linéaire en m/ml.

L, M, N : coefficients numérique (L= 10,657 ; M= 1,852 ; N= 4.87).

CHW : coefficient de HAZEN et WILLIAMS.

Q : débit en m3/s.

D : diamètre de la conduite en m.

Tableau V-2 : Valeurs des coefficients CHW en fonction de la rugosité :

(mm) 2,0 1,0 0,5 0,25 0,1 0,05 0,025

C HW 95 106 116 130 136 141 145

B- Formule de LECHAPT- CALMON :

C’est une approximation de la formule de Colebrook avec une erreur relative

inférieure à 3% pour les vitesses moyennes comprises entre (0,4 ÷ 2) m/s.

N

M

D

QLj

Avec :

J : Le gradient de perte de charge linéaire en m/km.

L, M, N : coefficients numérique en fonction de la rugosité.

Q : débit en m3/s.


Tableau V-3 : Valeur de L, M et N pour l’écoulement d’eau en fonction de la

rugosité :

(mm) L M N

2 1,863 2 5,33

1 1,601 1,975 5,25

0 ,5 1,400 1,96 5,19

0,25 1,160 1,93 5,11

0,1 1,100 1,89 5,01

0,05 1,049 1,86 4,93

0,025 1,010 1,84 4,88

0 0,916 1,78 4,78

0 0,971 1,81 4,81

C – Formule de FLAMENT :

La formule de FLAMENT est donnée par la relation suivante :

N

M

D

VLj

Avec : J : Le gradient de perte de charge linéaire en m/ml.

L, M, N : coefficients numérique (L= 0,00092 ; M=1,75 ; N= 1,25).

V : vitesse d’écoulement en m/s.


D – Formule de Laboratoire de l’hydraulique urbaine de l’ENSH :

Le laboratoire d’hydraulique de l’école nationale supérieure de l’hydraulique propose

une formulation pratique de calcul des pertes de charge, ne donnant qu’un écart relatif

maximum de 1% par apport à celle de Colebrook dans une gamme de vitesses

comprises entre 0,1 m/s et 2,4 m/s.

L’expression générale de la formule ENSH :

N

M

D

QLj

Avec :

J : Le gradient de perte de charge linéaire en m/ml.

L, M, N : coefficients numérique (L= 0,0018808 ; M=2 ; N= 5.327).

Q : débit en m3/s.


E – Formule de DARCY – WEISBACH:

gD

VLj

2

2

Avec : : Coefficient de perte par frottement en longueur .

L : longueur du tronçon examiné m.

R : le rayon hydraulique m.

V : vitesse moyenne m/s.

E -1- Formules générales pour déterminer le Coefficient de perte par frottement

:

E -1-1- Formule de Colebrook -White :

dLog

27.0

Re

51.22

1

E -1-2- Formule d’A. ALTCHULE :

25.0

Re

6811.0

d

E -1-3- Formule d’ACHOUR :

97.6

Re

Re

5.4

7.32

1LogdLog

Avec : ε: Rugosité absolue (m).

D : Diamètre de la conduite (mm).

Re : nombre de Reynolds, qui donne par la formule suivant :

DV Re

V-7- 2- Perte de charge locale (singulière) [7]

Les singularités hydrauliques sont présentes dans tous les réseaux.il peut s’agir de

coudes, clapets, vannes, chutes, changements de pente ou section, entrée ou sortie d’un

réservoir, grille, branchements et bifurcations, regard ….

Toutes ces singularités sont le siège d’une dissipation d’énergie par turbulence qui

affecte l’écoulement.

g

vkhc loc

2

²

Calcul du coefficient de perte de charge locale (singulière) k loc :

Le coefficient de perte de charge locale est calculé pour une résistance locale donnée,

avec la perte de charge locale est :

g

vkhc loc

2

²

Ou k loc : le coefficient de perte de charge locale pour une résistance locale donnée.

v: vitesse moyenne m/s.

hc : la perte de charge locale en m.

A – Coude arrondi : [9]

Dans ce cas, le coefficient de pertes k loc dépend de l’angle α et du rapport du

diamètre de la conduite D et rayon du coude r (voire figure V-1).

Tableau V-4 : Valeur du coefficient K loc (angle de coude α = 90°) :

r /D 0.50 0.75 1.00 1.50 2.00 4.00 10.00 20.00

K loc 0.900 0.450 0.350 0.250 0.200 0.160 0.320 0.420

Figure V-1 : Coude 90 o

Remarque : Si l’angle du coude α n’est pas égale à 90°, on doit multiplier les données

du tableau précèdent par le rapport α /90°.

B – Vanne : [9]

Pour une vanne papillon le coefficient de pertes k loc dépend du degré de l’ouverture

α (°).

Figure V-2 : Vanne papillon

Tableau V-5 : Valeur du coefficient K loc (vanne papillon) :

α (°) 0 10 20 30 40 50 60

K loc 0.30 0.50 1.50 3.80 10.50 32.00 105.00

Pour un robinet vanne le coefficient de pertes k loc dépend du degré de fermeture

x /D.

Figure V-3 : Robinet Vanne

Tableau V-6 : Valeur du coefficient K loc (robinet vanne) :

x/D 1/8 1/4 1/2 3/4 7/8

K loc 0.10 0.30 2.00 20.00 100.00

C – Le clapet anti-retour: [9]

Pour un clapet complètement ouvert, kloc peut varier entre 0.50 et 2.50.

Figure V-4 : Clapet anti retour

V-8 /Calcule hydraulique (partie adduction) :

Situation des forages commune Ain fakroun : [2]

Tableau V-7: Situation des forages commune Ain fakroun

COMMUNE FORAGE COORDONNEES DEBIT HMT SITUATION

X (km) Y (km) Z(m) L /s m

AIN

FA

KR

OU

N

Forage F1 866.600 299.150 849.00 17.00 200.00 Lekmin

Forage F2 866.400 299.100 849.00 16.00 100.00 Lekmin

Forage C8 870.000 297.000 895.00 15.00 120.00 Amezdour

Forage H22 867.900 295.750 869.00 15.00 124.00 Fag rih

Forage E10 872.750 296.800 920.00 6.00 130.00

Oum

kechrid

Forage AF1 876.300 305.200 850.00 7.00 90.00 Setha

Forage AF2 869.200 296.300 900.00 28.00 60.00 Amezdour

Tableau V-8 : les tronçons adduction vers R1000m3

sur élevé

N0 de tronçon à/vers Q (l/s)

1 F2 vers B.R 600 16

2 H22 vers B.R100 15

3 C8VERS B.R100 15

4 B.R 600 vers R11000 50

5 B.R 100 vers B.R 600 35

6 AF2 vers B.R 200 28

7 B.R200 vers R11000 25

8 R11000 VERS R21000 60

Etat actuelle de la commune :

RM : Les pertes de charge singulières sont estimées à 15% de pertes charges linéaires.

Tableau V-9: calcule les partes des charges (Etat actuelle de la commune )

N0 DE TRANCON

Q (L/S)

D (m)

TYPE DE CONDUITES

L (ml)

V (m/s)

Ε (mm)

Re

λ J

(ml) Δhl (m)

Δhlocal

(m) Δht (m)

1 0.016 0.25 fonte 6632 0.326 0.00179 81528.66 0.0329 0.0007 4.7297 0.9459 5.68

2 0.015 0.2

PEHD 1790 0.478 0.001052 95541.40 0.0306 0.0018 3.1832 0.6366

5.63 PVC 600 0.478 0.001052 95541.40 0.0306 0.0018 1.0670 0.2134

PEHD 250 0.478 0.001052 95541.40 0.0306 0.0018 0.4446 0.0889

3 0.015 0.2 fonte / 0.478 0.00179 / / / / / /

4 0.05 0.25

fonte 2030 1.019 0.00179 254777.07 0.0323 0.0068 13.8801 2.7760

49.51 A/C 2112 1.019 0.00179 254777.07 0.0323 0.0068 14.4408 2.8882

A/C 1893 1.019 0.00179 254777.07 0.0323 0.0068 12.9434 2.5887

5 0.035 0.25 A/C 6000 0.713 0.00179 178343.95 0.0324 0.0034 20.1792 4.0358 24.21

6 0.028 0.2 PEHD 690 0.892 0.001052 178343.95 0.0301 0.0061 4.2152 0.8430

25.47 PEHD 2784 0.892 0.001052 178343.95 0.0301 0.0061 17.0073 3.4015

7 0.025 0.25 A/C 7000 0.51 0.00179 127388.54 0.0326 0.0017 12.0717 2.4143 14.49

8 0.06 0.3 A/C 1800 0.849 0.00179 254777.07 0.0309 0.0038 6.8172 1.3634 8.18

En calcule les parte de charge linéaires par Formule de DARCY :

gD

Vj

2

2

Calcule coefficient :λ par Formule d’A. ALTCHULE :

25.0

Re

6811.0

d

Etat future de la commune :

Rm : d’après la subdivision d’Hydraulique de la ville Ain fakroun, le réseau

d’adduction est très ancien avec des plusieurs piquages le long de la conduite

d’adduction. Donc, tout le réseau d’adduction est à renouvelé

On changer toute les conduites en PEHD

(Diamètre économique) calculé par formule de BRESSE

QDéco 50.1

DV Re

Tableau V-10: calcule les partes des charges et diamètres économiques Etat future de la commune

N0 DE

Tronçon

Q Dec cal Dec Decint L V Ε Re λ

J Δhl Δhlocal Δht

m3/s (m) (m) (m) (ml) (m/s) (mm)

(ml) (m) (m) (m)

1 0.016 0.1897 0.2 0.1636 6632 0.7615 0.00105 124585.36 0.0317904 0.005744 38.0913 7.6183 45.7096

2 0.015 0.1837 0.2 0.1636 2640 0.7139 0.00105 116798.78 0.0318318 0.005055 13.3442 2.6688 16.0130

3 0.015 0.1837 0.2 0.1636 / 0.7139 / / / / / / /

4 0.05 0.3354 0.4 0.3274 6035 0.5942 0.00105 194545.72 0.0268744 0.001477 8.9151 1.7830 10.6981

5 0.035 0.2806 0.315 0.2578 6000 0.6709 0.00105 172947.97 0.0284488 0.002531 15.1879 3.0376 18.2255

6 0.028 0.251 0.25 0.2046 3474 0.8521 0.00105 174334.26 0.0299992 0.005426 18.8490 3.7698 22.6188

7 0.025 0.2372 0.25 0.2046 7000 0.7608 0.00105 155655.59 0.0300624 0.004334 30.3414 6.0683 36.4097

8 0.06 0.3674 0.4 0.3274 1800 0.7131 0.00105 233454.86 0.0267638 0.002118 3.8132 0.7626 4.5759

V-9/ stations de pompage : [10] [9]

V-9- 1/ Définition :

Une pompe, est un appareil transformateur d’énergie mécanique du fluide en énergie

de pression hydraulique (énergie cinétique)

La roue comprend des organes solides en mouvement qui fournissent du travail au

fluide.

V-9- 2/ Choix d’une pompe :

Le choix de la pompe est basé sur les critères suivants :

Garantie le débit Q et la hauteur manométrique totale Hmt.

Durant son fonctionnement, la pompe doit garder un rendement maximum.

Choisir la pompe disponible sur le marché algérien.

La vitesse de rotation doit être maximale pour assurer la bonne exploitation.

V-9- 3/Courbe caractéristique d’une conduite :

On appelle caractéristique d’une conduite, la courbe qui représente pour une

canalisation de diamètre -D- et de longueur L, les variations de la perte de charge totales

en fonction du débit.

La courbe caractéristique d’une conduite est une parabole qui peut être tracée

facilement à l’aide des tableaux donnant les pertes de charge.

V-9- 4/Courbe caractéristique d’une pompe :

Elle représente la variation de la hauteur manométrique totale d’élévation susceptible

d’être fournie par la pompe en fonction du débit.

Cette courbe «est sensiblement une parabole plongeante appelée : QH

Le point de rencontre de la courbe (QH) avec l’axe des ordonnées est le point à débit

nul (M) on l’appelle point à vanne fermée ou encore point de barbotage.

V-9- 5/ Point de fonctionnement d’une pompe :

Il permet de connaître le débit et la hauteur manométrique engendrés par une pompe

donnée, débitant dans un réseau ou dans une conduite.

Les variations des pertes de charge en fonction du débit liquide sont représentées sur

un graphique par la caractéristique de la conduite sur un tel graphique on peut

également représenter la hauteur géométrique d’élévation, ce qui permet de la

déterminer d’une façon simple.

Pour chaque débit la somme de la hauteur géométrique et les pertes occasionnées par

ce débit.

Cette courbe est représentée en même temps que la caractéristique (QH) de la pompe,

au point d’intersection la hauteur manométrique de la pompe sera égale à la somme de

la hauteur géométrique (Hg) et la perte de charge totale dans la conduite, de sorte que ce

point d’intersection soit le point de fonctionnement de la pompe.

Pour que le point de fonctionnement soit rationnellement déterminé, il doit se situer

au droit du rendement maximal de la pompe.

*Pour l’adaptation d’une pompe centrifuge à axe horizontale à des conditions de

fonctionnement données, il existe trois solutions :

1- Accepter le point de fonctionnement tel qu’il est donné, le débit relevé sera supérieur

à celui désiré, on réduit alors le temps de pompage.

2- Accepter la caractéristique de la pompe telle qu’elle, et vanner par la suite sur le

refoulement.

3- Diminuer le diamètre de la roue (rognage). On optera pour la 3eme

solution vu les

avantages qu’elle présente (simplicité d’exécution, économique, etc…).

V-9- 6/ Couplage des pompes :

V-9- 6-1/ Couplage des pompes en série :

Si deux pompes fonctionnent en série, le débit est constante et la hauteur totale

d’élévation est égale la somme des hauteurs d’élévation de chaque pompe.

En pratique ce couplage n’est pas utilisé (problème de cavitation des pompes).

H=HI+HII……………………………………… et Q=QI=QII

Figure V-5 : Couplage des pompes en

série

V-9- 6-2/ Couplage des pompes en parallèle :

Si deux pompes fonctionnent en parallèle, les hauteurs totales aux refoulements de

ces pompes sont les mêmes par contre le débit total est égal à la somme des débits

refoulés par les deux pompes, par conséquent la courbe caractéristique résultante est

obtenue en faisant la somme des abscisses situées sur la droite d’énergie constate (c-à -

d) pour une valeur de l’ordonnée, par exemple pour deux pompes I et II on a le système

d’équation suivant :

H=HI=HII.................et Q=QI+QII

Figure V-6 : Couplage des pompes en

parallèle

V-9- 7/ La station de reprise 600m3 (refoule l’eau vers le réservoir 1000M

3) :

A. Calcul de la hauteur géométrique :

Dans une première approche la hauteur géométrique est donnée par la formule :

La hauteur géométrique sera :

Hg =985-870,76

Hg =114,24m

B. Calcul de la hauteur manométrique totale :

La hauteur manométrique totale est donnée par la formule :

Avec : Hmt : la hauteur manométrique totale (m).

hpl : perte de charge linéaire (m).

hps: perte de charge singulière (m).

Tableau V-13: Calcul le coefficient λ conduit : (B.R) 600m3vers R1000M

3

tronçon Débit

(l/s)

D intérieur

(m)

Vitesse

(m/s) Re λ

SP-(B.R) 600M3 –

vers R 1000M3

50 0,3274 0,594 194545,72

0,0268744

Δht (m) = 10,6981m ……………. Tableau V-9

La hauteur manométrique totale sera :

Hmt = 114,24 + 10,6981= 124,9381 ………… Hmt =125 m

V-9-8/ Caractéristique de pompe : (B.R) 600m3

Suite à la détermination du débit et de Hmt le choix optimal supporté sur : une pompe

centrifuge à axe horizontale HEC-MR65-3/2A qui débite un débit de 25 l/s et qui

refoule une hauteur de 125 m, avec une puissance absorbée de 41,20 KW et NPSH

requis de 4.84 M, et un rendement de 72,50 %.

Il est nécessaire d’installer deux pompes en parallèle pour refouler le débit

total Q = 50 l/s.

Les courbes caractéristiques sont présentées dans la figure V-7.

Figure V-7 : Caractéristique de pompe (B.R) 600m3

V-9- 9/ La station de reprise 200m3 (refoule l’eau vers le réservoir 1000M

3) :

Calcul de la hauteur géométrique :

Dans une première approche la hauteur géométrique est donnée par la formule :

La hauteur géométrique sera :

Hg =985-820.7

Hg =64.3m

Calcul de la hauteur manométrique totale :

La hauteur manométrique totale est donnée par la formule :

Avec : Hmt : la hauteur manométrique totale (m).

hpl : perte de charge linéaire (m).

hps: perte de charge singulière (m).

Tableau V-14: Calcul le coefficient λ conduit : (B.R) 200m3vers R1000M

3

tronçon Débit

(l/s)

Dintérieur

(m)

Vitesse

(m/s)

Re λ

SP(B.R) 200M3 -

R 1000M3

25 0,2046 0,7608 233454,86 0,03006

Δht (m) = 36,40m ……………. Tableau V-9

.La hauteur manométrique totale sera :

Hmt = 64.3 + 36,40= 100,7 ………… Hmt =100,7m

V-9-10/ Caractéristique de pompe (B.R) 200m3

Suite à la détermination du débit et de Hmt le choix optimal supporté sur : une pompe

centrifuge à axe horizontale PM 50/3A qui débite un débit de 12.7 l/s et qui refoule une

hauteur de 101 m, et NPSH requis de 5,52 m, , et un rendement de 64.7 %.

Il est nécessaire d’installer deux pompes en parallèle pour refouler le débit total

Q = 25.7l/s.

Les courbes caractéristiques sont présentées dans la figure V-8.

Figure V-8 : Caractéristique 2em

pompe: (B.R) 200m3

V-10/Conclusion :

Dans ce chapitre, nous avons étudié l’adduction qui assure le remplissage du

réservoir 1000m3.

Cette étude consiste à déterminer le diamètre économique pour chaque partie

d’adduction, la totalité des pertes de charge le long de trajet, les hauteurs

manométriques et les pompes adéquates a l’aide du logiciel « caprari ».

CHAPITRE VI

VI-1/ Introduction :

Le coup de bélier est un phénomène oscillatoire dont les causes les plus fréquentes

sont les suivants :

Arrêt brutal, par disjonction inopinée, d’un ou de plusieurs groupes électropompes

alimentant une conduite de refoulement débitant sur un réservoir.

Démarrage d’une pompe.

Fermeture instantanée ou trop rapide d’une vanne de sectionnement ou d’un robinet

d’obturation placé en bout d’une conduite d’adduction.

Les conduites de refoulement doivent toujours être examinées du point de vue

protection contre les coups de bélier. Il en sera de même pour les conduites d’adduction

dont le débit se trouve réglé à l’aval par un robinet dont les caractéristiques de fermeture

sont connues. Le coup de bélier, dont la brutalité est susceptible d’entraîner des ruptures

de tuyaux, peut atteindre, nous le verrons, des valeurs très élevées pouvant être égales à

plusieurs fois la pression de service sur les réseaux à basse pression.

Il est donc de toute première importance d’étudier des moyens propres à limiter ses

effets puisqu’il en résultera une économie dans la construction des tuyaux, lesquels sont

calculés, notamment, pour résister à une pression intérieure donnée.

Les coups de bélier en dehors de ruptures spectaculaires des conduites et des

destructions d’appareils de pompage peuvent, par leur répétition, avoir pour

conséquence des destructions de joints, des déboîtements de conduites, causes de pertes

d’eau importantes, et des détériorations de robinetterie ou d’appareils de comptage.

Le coup de bélier est la source de bruit et de bris, c’est un phénomène non

négligeable dans les postes de pompage et les réseaux de distributions, auquel on doit

porter une attention particulière lorsque les vitesses sont élevées et que les conduites

sont particulièrement longues.

VI-2/ Causes du coup de bélier :

Le coup de bélier est un phénomène oscillatoire dont les causes les plus fréquentes sont

les suivantes :

L’ouverture ou la fermeture des vannes dans les conduites en charge à écoulement

gravitaire.

La mise en marche ou l’arrêt des pompes dans les conduites en charge par refoulement.

Le remplissage ou la vidange d’un système d’AEP.

La modification de la vitesse d’une pompe.

La disparition de l’alimentation électrique dans une station de pompage est cependant

la cause la plus répandue du coup de bélier.

La mise en marche ou la modification de l’opération d’une turbine.

VI-3/ Les risques dus aux coups de bélier :

En pratique les risques dus au coup de bélier sont importants

VI-3-1/ Risque de surpression :

C’est une conséquence du coup de bélier engendrée par une pression importante se

produisant à la suite d’une fermeture instantanée ou rapide d’une vanne de

sectionnement ou bien à la suite d’une dépression causée par l’arrêt brusque d’une

pompe. Si la pression totale c'est-à-dire la pression en régime permanent majorée de la

valeur de surpression due au coup de bélier dépasse la pression maximale admissible

des tuyaux il y a risques de rupture de ces derniers et déboîtement des joints (les

anneaux d’étanchéité seront délogés).

VI-3-2/ Pression négative :

C’est une conséquence du coup de bélier engendrée par l’apparition d’une pression

relative négative, à la suite d’un arrêt brusque d’une pompe ou d’une ouverture

instantanée d’une vanne de sectionnement. Si cette pression devient inférieur à10 m.c.e

il se produit une poche de cavitation. Si le profil en long de la canalisation est

déformable la canalisation peut être aplatie par implosion et les joints peuvent être

aspirés. Le phénomène de cavitation une fois apparu peut provoquer la détérioration de

la couche d’enduit intérieur du tuyau.

VI-3-3/ Fatigues des conduites :

En régime transitoire les alternances des surpressions et dépressions qui sont une

conséquence inévitable du phénomène provoquent la fatigue pour le matériau de la

canalisation même si leur amplitude est faible.

VI--4/ Moyens de protection contre le coup de bélier :

Les appareils anti bélier devront avoir pour effet :

De limiter la dépression.

De limiter la surpression.

Les appareils les plus utilisés sont les suivants :

Les volants d’inertie qui interviennent dans la protection contre les dépressions.

Les soupapes de décharge qui interviennent dans la protection les surpressions.

Les réservoirs d’air et les cheminées d’équilibre qui interviennent à la fois dans la

protection contre les dépressions et les surpressions.

VI-4-1/ Les volants d’inertie :

Le volant d’inertie calé sur l’arbre du groupe constitue l’un de ces moyens grâce à

l’énergie qu’il accumule pendant la marche normale.

Le volant d’inertie la restitue au moment de la disjonction et permet ainsi d’allonger le

temps d’arrêt de l’ensemble donc de diminuer l’intensité du coup de bélier.

VI-4-2/ Les soupapes de décharge : [11]

Ces appareils font intervenir un organe mécanique, un ressort à boudin ordinairement

qui par sa compression obture en exploitation normale un orifice placé sur le conduit au

point à protéger.

Fig. VI-1 : Soupape de décharge

RV

pompeclapet

air

Fig.VI-1 Principe de disposition du réservoir d'air anti bélier

Z max

f in de la surpressionfin de la dépression

Zmin

marche normale

Z0 U0

Fig. VI-2 Variation du volume d'aire au cours des phases de fonctionnement du

réservoir

VI-4-3/ Les réservoirs d’air :

L’alimentation continue de veine liquide après disjonction du groupe peut être effectuée

à l’aide d’une réserve d’eau accumulée sous pression dans une capacité métallique

disposée à la station de pompage et raccordée au refoulement.

VI-4-4/ Les cheminées d’équilibre :

A la place d’un réservoir d’air sous pression il peut être établi à la station de pompage

.un réservoir à l’air libre appelé cheminée d’équilibre cette cheminée jouera le même

rôle mais dans le cas de hauteurs de refoulement même moyennes on arrive rapidement

à des ouvrages d’art importants puisque l’eau s’élèvera déjà en régime normal à la

hauteur géométrique augmentée des pertes des charges.

VI-5/ Analyse physique du phénomène du coup de bélier : [11]

Survient l’arrêt brusque où instantané quatre phases peuvent être envisagées :

VI-5-1/ Phase 01 :

Une onde de dépression prend naissance au départ de la pompe et se propage jusqu’au

réservoir à une vitesse où célérité désignée par a.

Si la distance entre la pompe et le réservoir est : L le temps mis par cette onde pour

atteindre le réservoir est a

L .Au bout de ce temps la conduite est en dépression sur toute

la longueur.

VI-5-2/ Phase 02 :

Par suite de son élasticité la conduite reprend son diamètre primitif et cela de proche en

proche .l’eau revient alors dans la conduite et au bout d’un nouveau temps a

L c'est-à-

dire àa

2L depuis l’origine du phénomène toute l’eau est redescendue mais va se trouver

arrêtée par le clapet de la pompe qui entre temps s’est fermé.

VI-5-3/ Phase 03 :

En raison de cet arrêt la première tranche en contact avec le clapet va se trouver

comprimée entraînant une dilatation de la conduite .Au bout d’un nouveau temps a

L

c’est-à-dire à a

3L depuis l’origine toute la conduite sera dilatée avec une eau sur

pressée immobile.

VI-5-4/ Phase 04:

Grâce à l’élasticité de la conduite celle-ci agissant à la manière d’un ressort reprend de

proche en proche à partir du réservoir et en allant vers la pompe, son diamètre primitif.

Les tranches d’eau successives reprenant leurs dimensions premières au bout d’un

nouveau temps a

L c’est-à-dire à

a

4L depuis l’origine nous nous retrouvons dans la

même situation qu’au moment de l’arrêt brusque de la pompe.

La période du mouvement est donca

4L.

Calcul de la célérité d’ondes :

La célérité est la vitesse de propagation des ondes .Elle est donnée par la formule

d’ALLIEVI :

(m/s)

e

DK48,3

9900a

Où

D : diamètre intérieur de la conduite en (m).

E : épaisseur du tuyau en (m).

K : coefficient dépendant du matériau constituant la canalisation.

La valeur maximale du coup de bélier « b » :

b = g

aVo

s

Avec :

b : la valeur maximale du coup de bélier.

a : célérité.

Vo : vitesse d’écoulement.

g : accélération de la pesanteur = 9.81m/s2.

Cas de la surpression :

(m) 0

maxg

aVHgH

Cas de la dépression :

(m) 0

g

aVHgH min

VI-6/Méthodes de calcul du réservoir d’air :

VI-6-1/ Méthode de VIBERT :

Le calcul est basé sur l’abaque de VIBERT qui donne le volume U0 de l’air contenu

dans la cloche sous un régime de marche à la vitesse V0.

En marche normale les caractéristiques de l’air dans le réservoir sont données par Z0

et Zmax.

Z0 : pression absolue (hauteur géométrique de refoulement +10 m).

Zmax : pression absolue relative à la surpression.

L’expression donnant U0 est la suivante :

)/(.

2 00

02

0ZZf

LS

gZ

VU

U0 : volume de l’air en m3.

V0 : Vitesse d’écoulement m /s.

L : longueur de la conduite en m.

S : section de la conduite en m.

La charge statique absolue :

Z0=Hg+10

La charge maximale absolue :

Zmax= PN+10.

Remarque :

La méthode de VIBERT est une méthode graphique simplifiée de détermination du

volume du réservoir d’air ; cette méthode ne donne que des volumes approximatifs au

volume exact de réservoir d’air.

VI-6-2/ Méthode de Bergeron :

La méthode utilisée pour le calcul des réservoirs d’air est celle de BERGERON qui

est universellement connue, une fois fixées les caractéristiques du réservoir d’air et celle

du dispositif d’étranglement, on procède à la résolution par tâtonnement.

La méthode consiste à déterminer par approximation successive la vitesse de l’eau

dans la conduite au niveau du réservoir d’air. L’intervalle de temps entre les vitesses

successives est de θ = a

L2 temps d’un aller – retour de l’onde.

En partant d’un volume initial du réservoir d’air, et en utilisant la valeur choisie pour

la vitesse final *VF* de l’eau dans l’intervalle de temps considéré *θ* on calcul

successivement à la fin de cet intervalle la pression dans le réservoir d’air puis celle en

aval du diaphragme fictif représentant les pertes de charge dans la conduite, une

pression dans la conduite est ainsi trouvée. Nous vérifions alors, en menant une

horizontale passant par la valeur de cette pression finale, que cette droite coupe biengs

a

à la droite de Vf.

Pour le premier intervalle :

Vmi = 2

VfiVo

Vo : vitesse de l’eau en fonctionnement normal.

Vfi : vitesse finale choisie.

Pour les autres intervalles de temps :

Vmi = 2

1 VfiVfi

Il faudra faire attention aux vitesses négatives lorsque l’eau revient vers le réservoir

d’air.

Variation de volume d’air

∆ui = S .θ. Vmi.

Avec :

S : section de la conduite (m2).

volume d’air emprisonné dans la cloche

iDii 1 Montée de l’eau.

iDii 1 Descente de l’eau.

Pression dans le réservoir d’air

La nouvelle pression dans le réservoir d’air sera exprimée en admettant que la

Détente du fluide s’effectue conformément à la loi de POISSON.

(Z0 + 0) 4,1

0= Z.

4,1

o : Pertes de charge dans la conduite. En régime de fonctionnement normal.

Donc

Z =

4,1

00

z.

4,1

0

Zo : Etant la pression absolue exprimée en mètre d’eau (si on néglige la hauteur d’eau

dans le réservoir d’air au dessus de l’axe de la conduite).

Zo = Hg + 10(m).

Hg = Hauteur géométrique de refoulement.

0 = Volume de l’air comprimé en fonctionnement permanent choisi arbitrairement.

= Volume d’air dans le réservoir à la fin de l’intervalle considéré.

Perte de charge dans la conduite de refoulement

Les pertes de charge sont représentées sur l’épure de Bergeron par la parabole

classique qui n’est autre que la caractéristique de la conduite.

Dans l’application de l’épure de Bergeron, ces pertes de charge sont supposées

concentrées en un point (au départ de la pompe). Comme s’il existe à cet emplacement

un diaphragme fictif donnant la même perte de charge exprimée en fonction de la

vitesse qui se forme en ce point.

Perte de charge au niveau de la tuyère

Montée de l’eau

Dans ce cas on a la valeur de la vitesse V1 en fonction de la vitesse finale Vf dans le

cas d’une tuyère, le coefficient de débit est de 0,92.

fv

v1 = 12

2

d

D =

2

2

d

D = K

D : Diamètre de la conduite de refoulement.

d : Diamètre de la tuyère.

V1 : Vitesse de l’eau au niveau de la tuyère lors de la montée de l’eau.

Vf : Vitesse finale de l’eau dans la conduite de refoulement a la fin de l’intervalle de

temps.

d : sera choisi pour que K reste compris entre 15 et 20 la perte de charge singulier à la

montée de l’eau sera :

g

vch

2

2

11

Elle est évaluée en fonction du rapport (m) des sections de veine contractée (d’) et de la

tubulure ( t ).

m = 22

2' DavecDt

D

d

t

Ayant ce coefficient (m) de l’abaque on tire le coefficient de la perte de charge (c)

correspondant.

Descente de l’eau

g

Vch

2

2

22

En ce sa la tuyère agit comme un ajutage rentrant de BORADA avec un coefficient de

0,5.

'

2

2

2

2

2 2

4

5,04 K

d

D

d

D

V

V

f

V2 : vitesse de l’eau au niveau de la tuyère lors de la descente de l’eau ayant (m´) de

l’abaque on tire le coefficient de la perte de charge C'.

Pression dans la conduite avec pertes de charge :

Montée : Z - nh .

Descente : Z 2h .

Pression dans la conduite sans pertes de charge :

Pour la vitesse finale Vf considéré, on cherche sur la caractéristique de la

conduite la valeur.

Montée : 1hZ

Descente : 2hZ

VI -7/ Méthode de calcul :

Tableau VI-1 : les tronçons adduction conduit PN16 en PEHD

Adduction D

(m)

L

(m)

e

(mm) K

V0 Hg

(m) (m/s)

AF2-B.R200M3 0.25 3474 22.7 83 0.852 20.7

B.R 600M3-R1000 0.4 6035 36.3 83 0.594 114.24

B.R 200M3-R1000 0.25 7000 22.7 83 0.76 62.3

Calcul du réservoir anti - bélier pour la conduite (B.R600M3 vers R 1000M

3).

Les données :

L = longueur de la conduite = 6035m.

D = diamètre de la conduite = 400mm.

Q = débit d’exploitation du forage = 0.05m3 /s.

Vo = vitesse d’écoulement = 0.594 m/s.

Hg = hauteur géométrique = 114.24m

Calcul de la célérité d’ondes :

La célérité est la vitesse de propagation des ondes .Elle est donnée par la formule

d’ALLIEVI :

(m/s)

e

DK48,3

9900a

Où

D : diamètre intérieur de la conduite en (m).

E : épaisseur du tuyau en (m).

K : coefficient dépendant du matériau constituant la canalisation.

Tableau VI-1 : coefficient k pour divers matériaux [7]

Matériau Acier Fonte

grise

Fonte

ductile Béton

Amiante-

ciment P.V.C

P.E.H.

D P.E.B.D

K 0,5 1 0,59 5 4 33 83 500

a = sm

e

DK

/04.319

3.36

4.327833.48

9900

3.48

9900

a = 319.04 m/s

La valeur maximale du coup de bélier « b » :

b = g

aVo

Avec :

b : la valeur maximale du coup de bélier.

a : célérité.

Vo : vitesse d’écoulement.

g : accélération de la pesanteur = 9.81m/s2.

b = m32.1981.9

594.004.319

.

b =19.32m

La valeur maximale de la surpression

(m) 0

maxg

aVHgH

Hmax = Hg + b = 114.24 +85.448 = 133.56 m

La valeur maximale de la dépression

(m) 0

g

aVHgH min

Hmin = Hg – b = 114.24 – 19.32=94.92 m

133.56 m < (PN16) (160m)

D’on la nécessiter de prévoir une protection anti-bélier contre la surpression.

Le calcul est basé sur l’abaque de VIBERT qui donne le volume U0 de l’air contenu

dans la cloche sous un régime de marche à la vitesse V0.

En marche normale les caractéristiques de l’air dans le réservoir sont données par Z0

et Zmax.

Z0 : pression absolue (hauteur géométrique de refoulement +10 m).

Zmax : pression absolue relative à la surpression.

L’expression donnant U0 est la suivante :

)/(.

2 00

02

0ZZf

LS

gZ

VU

U0 : volume de l’air en m3.

V0 : Vitesse d’écoulement m /s.

L : longueur de la conduite en m.

S : section de la conduite en m.

La charge statique absolue

Z0=Hg+10

Z0= 114.24 +10 = 124.24 m

La charge maximale absolue

Zmax= PN+10.

Zmax = 160+10 =170 m

368,124.124

170max

0

Z

Z

018,081.92

)594.0(

2

22

00

g

Vh

4

0

0 10449.1 Z

h

Après l’Abaque de VIBERT

333

0

30 17.0105.70841.06035104.3104.3 mLSULS

U

VI-9/ Conclusion :

Pour éviter et limiter un peu le risque du coup de bélier sur la conduite de refoulement,

il faut bien dimensionner le réservoir anti- bélier, ainsi que le dimensionnement correct

de la conduite de refoulement c’est à dire :

Tenir compte de la valeur majore du coup de bélier.

CHAPITRE VII

VII-1/ Introduction :

L’organisation d’un chantier consiste à déterminer et coordonner la mise en

œuvre des moyennes nécessaires pour accomplir les travaux d’exécution dans les

meilleures conditions possibles et les plus brefs délais.

Les étapes des différents travaux sur des chantiers de réalisation pour un réseau d’A.E.P

sont :

Importation des traces des tranchées sur le terrain.

Excavation des trachées.

Pose des conduites.

Epreuve de joint et de canalisation.

Remblaiement des tranchées.

VII-2/ Implantation du tracé des tranchées sur le terrain :

VII-2-1/ Matérialisation :

On matérialise l’axe de la tranchée sur le terrain avec des jalons placés en ligne

droite et espacées de 50 m. On effectue ce travail en mesurant sur le plan leurs distances

par des repères fixés où des bornes. La direction des axes et leurs extrémités est ainsi

bien déterminée.

VII-2-2/ Nivellement :

Le nivellement est la mesure des différences d’altitudes entre deux où plusieurs

points situés sur une pente uniforme. Le nivellement a pour but de définir le relief d’un

terrain en fixant l’altitude d’un certain nombre de points toutes les côtes sont données

par rapport à un niveau de base appelé plan de comparaison Lorsque le terrain compte

des obstacles on procède au nivellement par cheminement et par un simple calcul. On

détermine la hauteur de chaque point ainsi la profondeur de tranchée en point

VII-3/ excavation des tranchées :

Selon les caractéristiques du terrain l’excavation sera réalisée mécaniquement la

profondeur minimale de la tranchée à excaver atteint 1 m pour :

Garder la fraîcheur de l’eau pendant les grandes chaleurs.

Ne pas gêner le travail de la terre (exploitation).

Protéger la canalisation contre le gel.

La longueur de la tranchée doit être tel qu’un homme puisse à travailler sans difficulté

et elle augmente avec les diamètres des conduites à mettre en place.

L’excavation des tranchées s’effectue par tronçon successive en commençant par

les points hauts pour assurer s’il y lieu l’écoulement naturel des eaux d’infiltrations.

Donc l’excavation nécessite la détermination de plusieurs paramètres tels que :

La profondeur de la tranchée (H tr).

La longueur de la tranchée (b).

Distance de la cavalière.

VII-3-1/ La profondeur (H tr) :

La profondeur de la tranchée dépend du diamètre de la conduite .Elle est donnée

par la relation suivante :

1tr hhDH

H tr : profondeur de la tranchée (m).

D : diamètre de la conduite (m).

h : hauteur de la génératrice supérieur de la conduite à

la surface du sol.

On prend : h=1 m.

h1 : épaisseur du lit de pose h1 = 0,1 m.

D’où : Htr = 1,1 + D. (m).

VII-3-2/ Largueur de la tranchée :

Le largueur de la tranchée sera calculée en fonction du diamètre de la conduite

on laisse a=30 cm d’espace de chaque côté de la conduite.

b = D + 2a.

H tr

a

h

D

h1

B

b

b : largeur de la tranchée (m).

D : diamètre de la conduite (m).

a : distance entre la génératrice latérale et la base du talus (30 cm).

VII-3-3/ Choix du coefficient du talus :

Pour garder la stabilité du talus de la trachée durant les travaux de pose des

conduites on définit le coefficient du talus qui est en fonction de la profondeur de la

tranchée et de la nature du sol.

Tableau VII-1 choix du coefficient du talus:

sols profondeur de la tranchée

jusqu'à1.5 m jusqu'à 3m

sable m=0,5 m=1

limon sableux m=0,25 m=0,67

limon argileux m=0 m=0,5

Dans notre cas le sol est limon argileux d’où le coefficient de talus m =0.

VII-3-4/ Distance de la mise du cavalier :

VII-3-4-1/ Section transversale de la tranchée (S tr) :

2

trtr HmbHStr

Comme m = 0 on aura bHS trtr

VII-3-4-2/ Section du cavalier (S c) :

Elle est donnée par la relation suivante : ftrc KSS

Avec : S tr : section transversal de la tranchée (m²).

Kf : coefficient qui dépend de la nature de sol.

Tableau VII-2 Coefficient de foisonnement

Type de sol K f

sable, matériaux fins 1,08-1,17

Limon argileux 1,14-1,28

Argileux 1,25-1,3

Puisque notre sol est limon argileux on prend Kf = 1,2.

VII-3-4-2/ hauteur du cavalier (H c) :

On a : 2

cc

HBS

Avec : B : largeur du cavalier (m).

H c : hauteur du cavalier (m).

c

c

H

SB

2 (1).

Et cH

Bm

2

Avec : m : talus du sol de cavalier m = 1,5.

cmHB 2 (2)

De (1) et (2) m

SHc c

VII-3-4-3/ Distance de la mise du cavalier (A) :

C’est la distance qui sépare l’axe de la tranchée à celui du cavalier. Elle est

donnée par la formule suivante : trmHB

Lb

A 22

Pour notre cas 22

BL

bA

Avec : L : longueur de la berme en (m) varie entre 2 et 3 m.

VII-3-5/ Choix de l’excavateur et le procédé d’excavation :

Comme il a été mentionné précédemment l’excavation sera réalisée

mécaniquement alors le choix de l’engin (pelle mécanique équipée en rétro où en butée)

se base sur leur champ d’application et l’exigence du chantier.

VII-3-5-1/ Pelle équipée en rétro :

Les aptitudes de la pelle en rétro sont :

Creuser en dessous de la surface d’appui à son niveau.

Peut excaver dans la direction de la machine.

Creuser avec grande précision et rapidité des tranchées à talus verticaux.

VII-3-5-2/ Pelle équipée en butée :

Les caractéristiques de la pelle en butée sont :

Excavation en hauteur au dessus de l’assise de la machine.

Ramassage des matériaux.

Connaissant la nature des travaux demandés et comparant le champ d’application ainsi

que les caractéristiques de chacune des deux types de pelle, on opte pour une pelle

équipée en rétro pour atteindre un rendement optimal de la pelle choisie. Celle ci doit

satisfaire les conditions ci-dessous :

Rayant de déchargement ARdéch .

Hauteur de chargement max trch HH .

Hauteur de déchargement cdéch HH .

Largeur du godetminbbg .

Le calcul pour déterminer les caractéristiques de la pelle est représenté dans le tableau

suivant :

Tableau VII-3 : volume de déblai total et les paramètres pour la

détermination de la pelle

D (mm) 200 160 125 110 90 75 63 50 40 315

L (m) 269.5 249.1 277.3 408.8 841.8 968.3 455.3 487.9 211.6 200.0

b (m) 0.800 0.760 0.725 0.710 0.690 0.675 0.663 0.650 0.640 0.915

H tr (m) 1.300 1.260 1.225 1.210 1.190 1.175 1.163 1.150 1.140 1.415

S (m2) 1.040 0.958 0.888 0.859 0.821 0.793 0.771 0.748 0.730 1.295

S c (m2) 1.248 1.149 1.066 1.031 0.985 0.952 0.925 0.897 0.876 1.554

H c (m) 0.912 0.875 0.843 0.829 0.810 0.797 0.785 0.773 0.764 1.018

A (m) 3.300 3.260 3.225 3.210 3.190 3.175 3.163 3.150 3.140 3.415

V d

(m3)

245.822 218.03 233.7 338.90 682.263 771.30 357.593 377.295 161.660 203.55

V dT

(m3)

3590.16

Remarque : mHH

mAA

trtr 415,1max

42,4max

mbb

mHH cc

64,0min

554,1max

Connaissant les paramètres (A, H c, H tr et b) pour notre cas l’excavateur sera une

pelle mécanique équipée en rétro à roue pneumatique dont les caractéristiques sont

représentés dans le tableau suivant. :

Tableau VII-4 Capacité du godet en fonction du volume de

terrassement

volume du terrassement par une pelle (m3) ≤10000 ≥10000 >20000 >100000

capacité du godet (m3) 0,25-0,35 0,5-0,65 1-1,25 1,5

Comme le volume total de déblai est inferieure à 10000 m3

on choisit une pelle

de capacité du godet 0.30m3.

VII-3-5-3/ Rendement d’exploitation de la pelle choisie :

Le rendement de la pelle est donné par la relation :

fc

tr

pKT

KKqR

3600 (m

3/h).

Avec : q : capacité du godet 0,30 m3.

Kr : coefficient de remplissage du godet Kr = 0,8-0,9 on prend Kr = 0 ,85

K t : coefficient d’utilisation du temps dépend de la nature du sol et de l’habilité du

Conducteur. : K t = 0,7- 0,9 prenons K t = 0,8.

Kf : coefficient de foisonnement du sol Kf = 1,2.

Tc : la duré d’un cycle de remplissage du godet Tc= (15-30) s, on prend Tc = 20 s.

hmRp

36.302,120

8,085,030,03600

Si on prend une durée de travail de 8 heures par jour R p= 244.8 m3/j.

VII-3-5-4/ La duré d’excavation :

Connaissant le volume de terre à excaver et le rendement.

de l’engin le temps d’exploitation sera :

pR

VT (Heure)

V : volume du sol excavé (m3).

hjourT 28.5...148.244

3590.16

Fig. VII-1 : Pelle équipée en rétro

VII-3-5-5/ Choix du bulldozer :

Le choix du bulldozer se fait en fonction de la capacité du gobet de l’excavateur.

Le bulldozer est utilisé pour le remblaiement de la tranchée après la pose des conduites.

Tableau VII-5 Choix du bulldozer en fonction de la capacité du godet

capacité du godet de la pelle (m3) 0,3-0,65 0,75-1,0 1,25-1,5 2,0-3,0

classe du bulldozer d'après la puissance

du tracteur (KW) 40-60 70-118 120-140 150-300

Pour une capacité du gobet de la pelle égale à 0,55 m3 nous prenons un bulldozer ayant

les caractéristiques suivantes:

Puissance Pb = 50 KW.

Largeur de la lame L = 2-3 m.

Hauteur de la lame 1-1,5 m.

Fig. VII-2 : Bulldozer

VII-3-6/ Aménagement du lit de pose des conduites :

Avant la pose de la conduite on procède aux opérations suivantes :

Eliminer les grosses pierres sur les côtes de la tranchée.

Respecter les côtes du profil en long.

Niveler soigneusement le fond de la tranchée pour que la pression soit constante

entre les points de changement de pente prévue.

Etablir en suite le niveau du fond de la fouille en confectionnant un lit de pose

bien donnée avec la terre meuble du sable.

Le volume total du sable pour le lit de pose est calculé d’après le tableau suivant :

Vue en plan

En travail

Tableau VII-6: Volume total du lit de sable

D (mm) 200 160 125 110 90 75 63 50 40 315

L (m) 269.5 249.1 277.3 408.8 841.8 968.3 455.3 487.9 211.6 200.0

b=D+0,6

(m) 0.8 0.76 0.725 0.71 0.69 0.675 0.663 0.65 0.64 0.915

S=0,1×b

(m2)

0.08 0.08 0.07 0.07 0.07 0.07 0.07 0.07 0.06 0.09

Vi=S×L

(m3)

21.56 18.93 20.10 29.02 58.08 65.36 30.19 31.71 13.54 18.30

V t (m3) 306.81

VII-4/ Pose de conduite :

Le principe de pose de la canalisation est pratiquement le même par contre le

mode de pose est variable d’un terrain à l’autre.

Avant la descente des conduites en fouille on procède à un treillage des conduites de

façon à écarter celle qui ont subit un choc et aussi pour les débarrassées de tous corps

étranger (Terre, pierre…etc.). Les conduites seront par la suite posées lentement à l’aide

d’un pose tube dans la fond de fouille. Cette pose s’effectuera par tronçon successif au

cours de la pose on vérifie régulièrement l’alignement des tuyaux pour opérer

correctement on utilise des nivelettes.

A chaque arrêt de la pose on bouche les extrémités du tronçon de la conduite.

VII-5/ Epreuve de joint et de la canalisation :

Pour plus de sécurité l’essai de pression des conduites et des joints se fait avant

le remblaiement on l’effectue l’aide d’une pompe d’essai qui consiste au remplissage en

eau de la conduite sous une pression de 1,5 fois. La pression de service à laquelle sera

soumise la conduite en cours de fonctionnement.

Cette épreuve doit durer 30 minutes environ où la variation ne doit pas excéder 0,2 bar.

Fig. VII-3 : pose de la conduite dans la tranchée

VII-6/ Remblaiement de la tranchée :

Une fois les épreuves réussies, la mise en place du remblai bien tassée est

effectuée manuellement on utilisant la terre des déblaies (tout élément indésirable étant

exclu).

VII-7/ Planification des travaux :

Les principales opérations à exécuter pour la conception du réseau sont :

A. Décapage de la couche de terre végétale.

B. Piquetage

C. Exécution des tranchées.

D. Aménagement du lit de pose.

E. La mise en place des canalisations en tranchée

F. Assemblage des tuyaux.

G. Faire les essais d’étanchéité pour les conduites et joints.

H. Remblai des tranchées.

J. travaux de finition.

45

°

. .

. . .

. . .

.

. Htr

Rmax

bm

ax

L’engin pose

Tubes

Lit de sable

VII-8/ Conclusion:

Dans ce chapitre on a calculé les volumes des terres à excavé et à remblais pour

faire estimer le temps de réalisation du projet ; en déterminant aussi les caractéristiques

des engins à choisis.

CONCLUSION GENERALE

Dans notre étude, on a fait une analyse sur le site de la région d'étude, et d'après

l'évolution de la commune, on a déterminé les besoins.

Le tracé et les calculs du système d'AEP (source, stockage, distribution) était fait et le

réseau fonctionne en bonne état.

Cette étude nous a parmi de mettre en pratique, toutes les connaissances que

nous avons acquises dans tous les domaines de l'hydraulique durant notre cycle de

formation.

[1] : K.KAMILIA : (2011): ETUDE AEP de la ville ain fakroun pos A.

MFE. Université OEB

[2] : subdivision de hydraulique de la ville Ain fakroun wilaya d’oum el bouaghie .

[3] : Polycopie cours d’A.E.P 4eme

année M : màarouf .N (2011).

[4] : K.BILAL (2010), AEP du Khenchela-N’sigha, MFE, Université d’OEB

[5] : C. HAMZA (2008): ETUDE AEP W.GHARDAIA MFE, Université Blida

[6] : André Dupont (1979), Hydraulique urbaine : tome 2, 4ème

édition, Paris.

[7] : L.BILAL (2011), étude AEP du pos 3 de la ville de batna. MFE, Université OEB

[8] DEGREMONT : « Mémento du gestionnaire de l’AEP et de l’assainissement»

tome I, Editions Eyrolles Paris 1978.

[9] Polycopie cours (PSP) M : Messa (2011),

[10] : Polycopie cours (PSP) M : kchida (2009),

[11] : André Dupont (1988), Hydraulique urbaine : tome 2, sixième édition, Paris

Type PEHD en eau potable PN16

Référence Désignation

Diamètre Epaisseur Qualité Pression

Ext en MM en MM Produit Service

11 004 0201 Tube PEHD 20 2.3 PE80 16 Bars

11 004 0251 Tube PEHD 25 3 PE80 16 Bars

11 004 0321 Tube PEHD 32 3.6 PE80 16 Bars

11 004 0401 Tube PEHD 40 4.5 PE80 16 Bars

11 004 0501 Tube PEHD 50 5.6 PE80 16 Bars

11 004 0631 Tube PEHD 63 7.1 PE80 16 Bars

11 004 0751 Tube PEHD 75 8.4 PE80 16 Bars

11 008 0901 Tube PEHD 90 8.2 PE100 16 Bars

11 008 1101 Tube PEHD 110 10 PE100 16 Bars

11 008 1251 Tube PEHD 125 11.4 PE100 16 Bars

11 008 1601 Tube PEHD 160 14.6 PE100 16 Bars

11 008 2001 Tube PEHD 200 18.2 PE100 16 Bars

11 008 2501 Tube PEHD 250 22.7 PE100 16 Bars

11 008 3151 Tube PEHD 315 28.6 PE100 16 Bars

11 008 4001 Tube PEHD 400 36.3 PE100 16 Bars

11 008 5001 Tube PEHD 500 45.4 PE100 16 Bars

11 004 6301 Tube PEHD 630 57.2 PE100 16 Bars

Type PEHD en eau potable PN10

Référence Désignation

Diamètre Epaisseur Qualité Pression

Ext en MM en MM Produit Service

11 003 0201 Tube PEHD 20 2 PE80 10 Bars

11 003 0251 Tube PEHD 25 2 PE80 10 Bars

11 003 0321 Tube PEHD 32 2.4 PE80 10 Bars

11 003 0401 Tube PEHD 40 3 PE80 10 Bars

11 003 0501 Tube PEHD 50 3.7 PE80 10 Bars

11 003 0631 Tube PEHD 63 4.7 PE80 10 Bars

11 003 0751 Tube PEHD 75 5.6 PE80 10 Bars

11 007 0901 Tube PEHD 90 5.4 PE100 10 Bars

11 007 1101 Tube PEHD 110 6.6 PE100 10 Bars

11 007 1251 Tube PEHD 125 7.4 PE100 10 Bars

11 007 1601 Tube PEHD 160 9.5 PE100 10 Bars

11 007 2001 Tube PEHD 200 11.9 PE100 10 Bars

11 007 2501 Tube PEHD 250 14.8 PE100 10 Bars

11 007 3151 Tube PEHD 315 18.7 PE100 10 Bars

11 007 4001 Tube PEHD 400 23.7 PE100 10 Bars

11 007 5001 Tube PEHD 500 29.7 PE100 10 Bars

11 003 6301 Tube PEHD 630 37.4 PE 100 10 Bars

Abaque de vibert

Coefficient de perte de charge "C" dans une tuyère

etude d’alimentation en eau potable de la ville ain...

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