mémoire de fin d’étude en vue de l’obtention d’un diplôme

UNIVERSITE D’ANTANANARIVO

ECOLE SUPERIEURE POLYTECHNIQUE

DEPARTEMENT HYDRAULIQUE

Mémoire de fin d’étude en vue de l’obtention d’un diplôme d’Ingénieur

Présenté par : ANDRIAMIRIJA Fenosoa Michaël

PROMOTION 2012

CONTRIBUTION A L’AMELIORATION DE L’ALIMENTATION EN EAU

POTABLE DE LA VILLE DE MAEVATANANA

UNIVERSITE D’ANTANANARIVO

ECOLE SUPERIEURE POLYTECHNIQUE

DEPARTEMENT HYDRAULIQUE

Mémoire de fin d’études en vue de l’obtention d’un diplôme d’Ingénieur

Membres du jury :

Président : Mr RAMANARIVO Solofomampionona

Encadreur pédagogique : Mr RANDRIANASOLO David

Encadreur professionnel : Mr RAZAFIMBELO José Victor

Examinateurs : Mr RANDRIANARIVONY Charles

: Mr RAFALIMANANA Mampitony

Présenté par : ANDRIAMIRIJA Fenosoa Michaël

Date de soutenance : 13 Décembre 2013

PROMOTION 2012

CONTRIBUTION A L’AMELIORATION DE L’ALIMENTATION EN EAU

POTABLE DE LA VILLE DE MAEVATANANA

i

REMERCIEMENTS

Que la grâce soit rendue à Dieu Tout Puissant de m’avoir donné le courage, la

volonté et la santé durant les années d’étude à l’Ecole Supérieure Polytechnique

d’Antananarivo.

En présentant aux lecteurs ce présent mémoire, il m’est agréable d’exprimer mes

sincères remerciements et ma profonde gratitude envers toutes les personnes

suivantes qui ont contribué à sa réalisation :

Monsieur ANDRIANARY Philippe, Directeur de l’Ecole Supérieure

Polytechnique d’Antananarivo ;

Monsieur RAMANARIVO Solofomampionona, Enseignant chercheur à l’ESPA

et Chef du Département Hydraulique, qui me fait l’honneur de bien vouloir

présider cette soutenance ;

Monsieur RANDRIANASOLO David, Enseignant chercheur à l’ESPA, qui n’a

pas hésité d’avoir donné son aide et ses conseils en tant qu’encadreur

pédagogique de ce mémoire de fin d’études;

Monsieur RAZAFIMBELO José Victor, Ingénieur Hydraulicien, Responsable

Suivi Evaluation au sein du PAEAR, Encadreur professionnel de ce mémoire,

pour avoir partagé ses connaissances et ses expériences ;

Monsieur RANDRIANARIVONY Charles Honoré et Monsieur

RAFALIMANANA Mampitony, tous deux Enseignant chercheur à l’ESPA, pour

avoir accepté de faire partie des membres du jury en tant qu’examinateur de

ce mémoire ;

Monsieur RAZAFINDRAKOTO Lantomangaharijaona, Coordinateur du

PAEAR, qui m’a accueilli en tant que stagiaire au sein du PAEAR ;

Monsieur RANDRIANASOLO Jean de Dieu, Directeur de la DRE Betsiboka,

pour l’aide compétente qu’il m’a apporté durant l’encadrement de mon travail

sur terrain ;

Monsieur RAFARALAHIMBOA Christian, Responsable passation de marché

au sein du PAEAR, pour son aide et ses précieux conseils ;

Monsieur RAKOTOMALALA Zo, Chef secteur de la JIRAMA Maevatanana;

ii

Monsieur Olivier, DEXO Soanierana;

Tous les enseignants ainsi que le personnel de l’Ecole Supérieure

Polytechnique de l’Université d’ Antananarivo ;

Tout le personnel du PAEAR;

Tous mes collègues

Mes remerciements s’adressent également à ma famille pour son assistance, son

soutien moral et son encouragement.

A vous tous, je dis un "Grand Merci".

iii

DECLARATION SUR L’HONNEUR

Je soussigné, ANDRIAMIRIJA Fenosoa Michaël, auteur de ce mémoire intitulé :

« Contribution à l’amélioration de l’alimentation en eau potable de la ville de

Maevatanana », déclare sur l’honneur que :

Ce document est le résultat de mes travaux de recherche personnelle, travaux

qui n’ont pas encore été publiés.

Dans ce manuscrit, je n’ai ni copié, ni reproduit les œuvres d’autrui.

Conformément à l’usage en matière de travaux destinés au public, j’ai précisé

à partir de la bibliographie les sources exactes des extraits et des documents

exploités.

Antananarivo, le 13 Décembre 2013

L’intéressé,

ANDRIAMIRIJA Fenosoa Michaël

iv

SOMMAIRE

LISTE DES ABREVIATIONS

LISTE DES TABLEAUX

LISTE DES CARTES

LISTE DES FIGURES

LISTE DES PHOTOS

INTRODUCTION

PARTIE I : GENERALITES

Chapitre 1 : LES RESSOURCES EN EAU A MADAGASCAR

Chapitre 2 : PRESENTATION DE LA ZONE D’ETUDE

Chapitre 3 : LE SYSTEME D’ALIMENTATION EN EAU POTABLE EXISTANT A MAEVATANANA

PARTIE II : ORIENTATION TECHNIQUE DU PROJET D’AMELIORATION

Chapitre 4 : EVALUATION DE LA DEMANDE EN EAU POUR LES DIFFERENTS HORIZONS

Chapitre 5 : SOLUTIONS ALTERNATIVES

Chapitre 6 : INTRODUCTION SUR LE LOGICIEL 2.0 ET SIMULATION HYDRAULIQUE DU RESEAU

PARTIE III : ETUDE D’IMPACT FINANCIER ET ENVIRONNEMENTAL DU PROJET

D’AMELIORATION

Chapitre 7 : ETUDE FINANCIERE

Chapitre 8 : ETUDE D’IMPACT ENVIRONNEMENTAL

CONCLUSION GENERALE

BIBLIOGRAPHIE

ANNEXES

v


AEP : Adduction d’Eau Potable

AEPG : Adduction d’Eau Potable par Gravité

AEPP : Adduction d’Eau Potable par Pompage

APS : Avant-Projet Sommaire

APD : Avant-Projet Détaillé

BA: Béton armé

BAD : Banque Africaine de Développement

BD: Base de données

BF: Borne Fontaine

BP: Branchement Particulier

BV: Bassin Versant

CEG : Collège d’Enseignement Général

CU: Commune Urbaine

CR: Commune Rurale

CSB : Centre de Santé de Base

CTGREF : Centre Technique de Génie Rural et des Eaux et Forêts

DEXO : Direction et Exploitation Eau

DN : Diamètre Nominal

DRE : Direction Régional de l’Eau

EIE : Etude d’Impact Environnemental

EPP : Ecole Primaire Publique

ESPA : Ecole Supérieure Polytechnique d’Antananarivo

FTM : Foiben’ny tao-Tsaritanin’i Madagasikara

GEPI: Groupe Electropompe Immergée

GPS: Global Positioning System

HMT: Hauteur Manométrique Totale

vi

JIRAMA: Jiro sy Rano Malagasy

MECIE: Mise en Compatibilité des Investissements à l’Environnement

PAEAR: Programme d’Alimentation en Eau Potable et d’Assainissement en milieu

Rural

PCD: Plan Communal de Développement

PEHD: PolyEthylène Haute Densité

PGEP : Plan de Gestion Environnementale du Projet

PN: Pression Nominale

PRD: Plan Régional de Développement

PVC: Polyvinyle chlorure

TRI: Taux de Rentabilité Interne

TTC: Toutes Taxes Comprises

TVA: Taxes sur les Valeurs Ajoutées

VAN: Valeur Actuelle Nette

vii

LISTE DES TABLEAUX

Tableau 1 : Les principaux Fleuves et Rivières de Madagascar ................................. 5

Tableau 2 : Les principaux lacs continentaux de Madagascar ................................... 7

Tableau 3 : Les différents types de nappes à Madagascar ........................................ 8

Tableau 4 : Lacs et étangs de la Région Betsiboka .................................................. 11

Tableau 5 : Pluviométrie moyenne mensuelle de la zone d’étude ............................ 18

Tableau 6 : Températures moyennes mensuelles minima et maxima ...................... 18

Tableau 7 : Répartition de la population par Fokontany ........................................... 21

Tableau 8 : Situation des institutions sanitaires ........................................................ 25

Tableau 9 : Caractéristiques de l’ouvrage de captage .............................................. 29

Tableau 10 : Caractéristiques du réseau existant ..................................................... 34

Tableau 11 : Projection du nombre de la population sur 20 ans ............................... 42

Tableau 12 : Consommation journalière des différentes institutions ......................... 43

Tableau 13 : Résultat du bilan hydrique selon Thornthwaite .................................... 47

Tableau 14 : Pluviométrie mensuelle de fréquence quinquennale sèche (P0.2)

calculée pour la station météorologique de Maevatanana (mm). ............................. 48

Tableau 15 : Pluies maximales journalières de la station météorologique de

Maevatanana ............................................................................................................ 49

Tableau 16 : Caractéristiques du bassin versant de la Nandronjia ........................... 52

Tableau 17 : Débits spécifiques de différentes fréquences de la station Ambodiroka

sur la Betsiboka ........................................................................................................ 53

Tableau 18 : Résultats des apports annuels de la rivière Nandronjia calculés par la

méthode de stations de référence ............................................................................ 54

Tableau 19 : Coefficient de répartition d’Aldegheri pour les BV de l’Ouest .............. 54

Tableau 20 : Apports moyens mensuels par la méthode de Station de référence .... 55

Tableau 21 : Apports quinquennaux secs mensuels par la méthode de Station de

référence .................................................................................................................. 55

Tableau 22 : Résultats des apports annuels de la rivière Nandronjia calculés par la

méthode CTGREF .................................................................................................... 56

Tableau 23 : Résultats des apports moyens mensuels par la méthode CTGREF .... 56

Tableau 24 : Apports quinquennaux secs mensuels par la méthode CTGREF ........ 56

Tableau 25 : Synthèse des apports quinquennaux secs au droit du barrage ........... 56

Tableau 26 : Résultats des débits de crue pour la rivière Nandronjia à partir de la

méthode Louis Duret ................................................................................................ 58

Tableau 27 : Calcul du débit de crue décennal par la méthode ORSTOM ............... 58

Tableau 28 : Caractéristiques du lit de la rivière Nandronjia ..................................... 61

Tableau 29 : Dimensions caractéristiques du radier et des parafouilles ................... 63

Tableau 30 : Caractéristiques du profil du barrage ................................................... 65

Tableau 31 : Résultat de calcul de la stabilité élastique ........................................... 68

Tableau 32 : Caractéristiques du bassin de dissipation ............................................ 70

Tableau 33 : Dimensions de la chambre de mise en charge .................................... 70

Tableau 34 : Dimensions du réservoir ...................................................................... 75

Tableau 35 : Calcul du moment de renversement dû au vent .................................. 76

viii

Tableau 36 : Valeurs des rugosités des conduites utilisées dans EPANET 2.0 ....... 87

Tableau 37 : Les valeurs du coefficient de perte de charge singulière pour quelques

obstacles .................................................................................................................. 94

Tableau 38 : Récapitulation du coût du projet .......................................................... 99

Tableau 39 : Les frais de renouvellement et d’entretien des matériels ................... 100

Tableau 40 : Estimation des dépenses du personnel et de l’administration ........... 101

Tableau 41 : Prix d’énergie pour élever l’eau ......................................................... 101

Tableau 42 : Coût du traitement de l’eau ................................................................ 102

Tableau 43 : Identification des impacts .................................................................. 107

Tableau 44 : Evaluation des impacts ...................................................................... 109

Tableau 45 : Mesure d’atténuation ou de compensation ........................................ 111

Tableau 46 : Programme de suivi ........................................................................... 113

ix

LISTE DES CARTES

Carte 1 : Localisation de la zone d’étude .................................................................. 13

Carte 2 : Délimitation de la Commune de Maevatanana .......................................... 14

Carte 3 : Hydrographie ............................................................................................. 17

Carte 4 : Emplacement des quartiers de la ville ....................................................... 20

Carte 5 : Délimitation du Bassin Versant de la Nandronjia ....................................... 50

LISTES DES FIGURES

Figure 1 : Profil type du barrage ............................................................................... 65

Figure 2 : Réseaux ramifiés (1) et maillés (2) ........................................................... 79

Figure 3 : Interface du logiciel ................................................................................... 84

Figure 4 : Editeur de courbe caractéristique d’une pompe ....................................... 89

Figure 5 : Editeur de courbes de modulation ............................................................ 91

Figure 6 : Résultats de la simulation dans le réseau 1 à 13h00 ............................... 95

Figure 7 : Extrait de résultats de la simulation dans le réseau 2 à 12h00 ................. 96

Figure 8 : Variation du niveau d’eau dans le réservoir en fonction du temps ........... 98

LISTE DES PHOTOS

Photo 1 : Cheminée servant de floculateur ............................................................... 32

Photo 2 : Ouvrage de filtration endommagé ............................................................. 36

Photo 3 : Kiosque existant ........................................................................................ 37

Photo 4 : Plan de masse pour la mise en place d’un batardeau en sac de sable ..... 38

Contribution à l’amélioration de l’alimentation en eau potable de la ville de Maevatanana

2013

1

INTRODUCTION

L’accès à l’eau, l’hygiène et l’assainissement demeure encore un problème

majeur dans le monde entier car l’eau est probablement la plus importante des

ressources naturelles, elle est vitale pour tous les organismes vivants et l’homme ne

fait pas l’exception.

Les objectifs du millénaire pour le développement à Madagascar est la

réduction de la pauvreté avant 2015. Un des facteurs clé pour ce développement est

l’alimentation en eau potable pour la majorité des communes que ce soit urbaine ou

rurale dans les 22 régions.

Cependant, la situation du secteur eau potable et assainissement en 2012

annoncée par le Ministère de l’Eau montre que le taux de desserte en eau potable à

Madagascar n’est encore que de 45% au niveau national. En effet, la forte

croissance démographique dans les milieux urbains entraîne la saturation des

installations existantes destinées à la distribution tandis que dans les milieux ruraux,

de telles installations sont rares voire inexistantes.

Ainsi, c’est dans cette initiative que le Programme PAEAR a été lancé afin de

promouvoir la réalisation d’AEP dans 30 grands centres répartis dans les zones Nord

et Sud de la Grande Ile.

A propos de la ville de Maevatanana, malgré la présence de la JIRAMA sur

les lieux, le système d’AEP reste encore déficitaire car non seulement on assiste à la

vétusté des installations mais aussi le taux de desserte est de 39%. Par conséquent,

le taux de maladie hydrique est encore élevé.

C’est la raison pour laquelle, nous avons choisi ce thème : «CONTRIBUTION

A L’AMELIORATION DE L’ALIMENTATION EN EAU POTABLE DE LA VILLE DE

MAEVATANANA DANS LA REGION BETSIBOKA »

Cet ouvrage s’étalera sur trois grandes parties :

La partie I concernant les généralités et les informations de base

sur le site d’intervention


2013

2

La partie II qui concerne les études techniques et solutions

envisagées pour la réhabilitation du système d’AEP avec une simulation de

réseau sur le logiciel EPANET 2.0

La partie III qui traite les études d’impact économique et

environnemental du projet


2013



2013

3

Chapitre 1 : LES RESSOURCES EN EAU A MADAGASCAR

1.1. Présentation générale

La ressource en eau, par définition, est l’ensemble de toutes les eaux

accessibles comme ressources et disponibles pour l’homme. Elle est indispensable à

toute forme de vie et est surtout utilisée dans la plupart des activités humaines telles

que l’agriculture, l’industrie, l’alimentation en eau potable, etc.

La ressource en eau varie surtout en fonction du climat d’une zone ou d’une

région. Cette richesse naturelle peut se regrouper dans deux parties : les ressources

en eaux continentales ou de surface et les ressources en eaux souterraines.

Selon les articles 6 et 8 du Code de l’Eau, les eaux de surface sont

constituées par l'ensemble des eaux pluviales et courantes sur la surface du sol, des

plans d'eau ou canaux, les fleuves et rivières, les canaux de navigation et rivières

canalisées, certains canaux d'irrigations, les étangs salés reliés à la mer, les lacs,

étangs et assimilés, les marais, les zones humides. Les eaux de surface font partie

du domaine public. Tandis que les eaux souterraines sont constituées par les eaux

contenues dans les nappes aquifères et les sources. Elles font également partie du

domaine public. Les sources qui sont des émergences naturelles des nappes

souterraines continuent de faire partie du domaine public.

1.2. Ressources en eau disponible à Madagascar

Les principales ressources disponibles et présentes à Madagascar sont :

Les eaux continentales

Les eaux souterraines

1.2.1. Les eaux continentales

Comme dans le paragraphe précédent, les eaux continentales sont

constituées par les fleuves et rivières dites « milieux lotiques » et les lacs, marais,

étangs dites « milieux lentiques ».


2013

4

En ce qui concerne les fleuves et rivières, Madagascar possède un réseau

hydrographique considérable couvrant une longueur totale de plus de 3000 Km et ce,

si l’on ne tient compte que des fleuves et rivières de plus de 10 m de largeur. Ce

réseau est subdivisé en cinq versants d’importances très inégales notamment à

cause du relief:

Versant Nord-Est et la montagne d’Ambre : Mahavavy,

Sambirano, Irodo…

Versant de Tsaratanana : Sambirano, Bemarivo, …

Versant Est : Mangoro, Maningory, Mananara,…

Versant Ouest : Betsiboka, Mahajamba …

Versant Sud : Mandrare, Menarandra


2013

5

Tableau 1 : Les principaux Fleuves et Rivières de Madagascar

Versant Principaux Fleuves et Rivières Longueur

(Km) Bassin Versant

(Km²)

Nord-Ouest et Montagne d'Ambre

Saharenana

11200 Irodo

Besokatra

Tsaratanana

Mahavavy 160 3270

Sambirano 124 2950

Maevarano 203 5360

Bemarivo 140 5400

Lokoho

Total Tsaratanana 20000

Est

Maningory 385 12645

Ivondro 150 3300

Rianila 134 7820

Mangoro 300 17175

Mananjary 212 6780

Namorona 103 2150

Faraony 150 2695

Matitanana 4395

Manampatrana 4050

Mananara 16760

Manampaniry

Total Est 150000

Ouest (Grands Fleuves)

Sofia 27315

Ensemble Betsiboka-Mahajamba 63450

Mahavavy du Sud 410 18500

Manambolo 370 13970

Tsiribihina 525 49800

Mangoky 304 55750

Onilahy 400 32000

Ouest (Petits Fleuves Côtiers)

Ankofia 2500

Tsinjomorona 3980

Sambao 250 6040

Manambaho 340 8060

Morondava 200 6400

Maharivo 165 4700

Fiherenana 200 7600

Total Ouest 365000

Sud

Mandrare 270 12570

Manambovo 165 4450

Menarandra 235 8350

Linta 173 5800

Total Sud 44000

Source : Situation des principaux indicateurs environnementaux de Madagascar,

2007


2013

6

Les milieux lentiques sont des zones d’eau stagnantes c’est-à-dire qui ne

bougent pas comme le cas des lacs, lagunes, marécages, marais, étangs,

tourbières.

Pour Madagascar, la superficie totale des lacs est de 2000 Km². En 2007, on

a recensé près de 1300 lacs littoraux et continentaux (avec quelques lagunes).

Les principaux lacs littoraux de Madagascar se trouvent dans la partie Est de

l’île. Ce sont une série de lacs réunis par des canaux artificiels constituants ainsi tout

le long de la côte, sur une longueur de 600 km, le Canal de Pangalanes.

Quant aux lacs continentaux, qui se trouvent aux hauts plateaux, ils sont

constitués par :

Les lacs tectoniques : ils sont dus à des accidents tectoniques.

Leur forme est en générale allongée comme le cas du lac Alaotra.

Les lacs des plaines : ils se trouvent dans la partie Ouest de l’île

et sont caractérisés par une faible profondeur. Leurs superficies peuvent

varier également en fonction de la saison (saison sèche et saison de pluie).

Cas des lacs Bemamba, Bemarivo, Kimanomby, Iboboka,…

Les lacs volcaniques : ce sont des lacs formés dans des cratères

de volcans dont la forme est généralement arrondie ou ovale. La superficie de

ces lacs est relativement faible et sa profondeur souvent élevée. Cas des lacs

du moyen Ouest (Itasy, Andranotoraha, Amparihikisoa,…), de la montagne

d’Ambre, de la région Vakinankaratra (Tritriva, Andraikiba) et Nosy be (12

petits lacs).

Les lacs de barrage naturel : ils sont piégés dans des vallées ou

bas-fonds par des vastes éboulis ou alluvions. C’est le cas des lac Ihotry et lac

Kinkony.

Les réservoirs d’eau artificiels : ce sont des lacs aménagés à des

fins hydroélectriques (Mantasoa, Tsiazompaniry, …), pour l’irrigation des

zones agricoles dans la région de Marovoay ou pour l’approvisionnement en

eau des villes comme Mandroseza.


2013

7

Tableau 2 : Les principaux lacs continentaux de Madagascar

Lacs Superficie (km²)

Alaotra 220

Kinkony 139

Anketraka (Nord de Mandrozo) 124,38

Ihotry 97

Itasy 35

Tsimanapetsotsa 30

Mahajery 20,16

Bemamba 16

Mandrozo 14,71

Mantasoa 17,8

Tsiazompaniry 32,7


2007

1.2.2. Les eaux souterraines

Etant donné l’énormité du potentiel de Madagascar sur les ressources en eau

de surface, ses ressources en eau souterraine ne sont pas non plus négligeables. En

effet, le sol malgache est constitué d’un tiers (1/3) de terrains sédimentaires et de

deux tiers (2/3) de socle cristallin et métamorphique.

Les terrains sédimentaires sont des terrains perméables et compte tenu du fait

que Madagascar possède une pluviométrie moyenne annuelle (1438 à 1700 mm)

plus élevée que la moyenne dans le monde (700 à 1000 mm), l’infiltration dans le sol

est favorable, permettant ainsi d’obtenir une réserve d’eau souterraine.

Aussi, les formations cristallines et métamorphiques sont recouvertes d'une

épaisse couche d'altération (arènes et latérites) et dans certaines vallées

importantes, de formations alluviales composées de graviers, sable, argiles. Ces

terrains de recouvrement contiennent des nappes qui constituent également des

véritables réservoirs d’eau souterraine pouvant être exploitées à gros débits surtout

dans les alluvions.

Voici un tableau montrant les différents types de nappe et les types

d’alimentation dans les zones hydrogéologiques de Madagascar.


2013

8

Tableau 3 : Les différents types de nappes à Madagascar

Zones Types de nappes

Les hauts Plateaux

Nappes de faible profondeur

Nappes d'arène

Nappes de fissure et les terrains volcaniques alimentés par les nappes d'arène

La partie sud des Hauts Plateaux

Les nappes d'alluvion

Les nappes d'arène

Les nappes de fissure dans le socle

Le bassin sédimentaire de l'extrême sud


Les nappes de sable blanc de Beloha et d'Ambondro

Le bassin sédimentaire de Toliary

Les nappes d'alluvion de profondeur jusqu'à 20 m

Les nappes de sable de plage

Les nappes de sable argileux supérieur

Le bassin sédimentaire de Morondava

Les nappes sont les mêmes que celles de Toliary

Le bassin sédimentaire de Mahajanga




Le bassin sédimentaire d'Antsiranana



Les nappes des terrains volcaniques quaternaires

Le bassin sédimentaire de l'Est





2007


2013

9

1.3. Gestion de l’Eau Potable à Madagascar

Par définition, une eau est dite potable quand elle satisfait à un certain nombre

de caractéristique la rendant propre à la consommation humaine et qu’elle respecte

les normes de potabilité du pays concerné.

Pour Madagascar, le Décret N°2004-635 du 15 Juin 2004 dit :

« Toute eau destinée à l’alimentation humaine ne doit jamais être susceptible

de porter atteinte à la santé de la personne qui la consomme. Elle doit de plus, si

possible, être agréable à consommer. »

Selon l’article 39 du Code de l’Eau : Une eau potable est définie comme une

eau destinée à la consommation humaine qui, par traitement ou naturellement,

répond à des normes organoleptiques, physico-chimiques, bactériologiques et

biologiques fixées par décret.

Ainsi donc, la ressource en eau à exploiter doit avant tout être analysée et

ensuite traitée en conséquence, avant de pouvoir approvisionner la population.

La distribution de l’eau potable au niveau des usagers se fait soit à partir des

branchements particuliers, lorsque l’eau arrive directement dans les maisons, soit à

partir des bornes fontaines qui sont des points d’eau collectifs.

A Madagascar, tant en milieu rural qu’en milieu urbain, ce sont ces points

d’eau collectifs qui sont les plus utilisées pour l’alimentation en eau potable de la

population. Ceci est due au fait que Madagascar fait encore partie des pays ayant un

taux de pauvreté élevé d’où la majorité de la population n’a pas les moyens de s’offrir

un branchement à domicile.

Toutefois, pour la durabilité de vie des ouvrages, il est indispensable de bien

les entretenir et de bien les gérer. Concernant cette gestion, elle dépend de la nature

et de la taille du système d’adduction en eau. Dans le PAEAR, pour les petits

systèmes d’AEP utilisant un forage, la gestion de l’eau est assurée par les comités

de points d’eau ou les bénéficiaires directes. Pour un AEPG, le système est géré par

contrat d’affermage tandis qu’un AEPP est géré par contrat de concession ou de

gérance.

Les rôles de ces personnes sont d’assurer :

le respect des règlementations d’utilisation du point d’eau par les

utilisateurs telles que les heures d’ouverture et de fermeture du BF (borne


2013

10

fontaine), l’interdiction de toutes activités au niveau du point d’eau pour

préserver la qualité de l’eau et de la propreté du milieu.

l’entretien permanente du point d’eau, des petites réparations en

cas de panne

le paiement du recouvrement du coût d’utilisation par les

bénéficiaires.

1.4. Inventaire des ressources en eau disponible dans la Région Betsiboka

La Région Betsiboka, dans la partie Nord-Ouest de Madagascar, est

particulièrement riche en matière de ressources en eaux surtout les eaux de surface.

Cette Région est largement drainée par un réseau hydrographique particulièrement

dense offrant un capital en eau inestimable pouvant être exploité pour toutes sortes

d’utilisation. Cependant, cette hydrographie est conditionnée par le relief et le climat

qui confère un régime capricieux se traduisant ainsi par l’alternance des crues et des

étiages souvent absolus.

Les principaux fleuves et rivières traversant la Région sont :

Betsiboka

Ikopa

Mahajamba

Mahavavy

A ce réseau s’ajoute quelques lacs et étangs qui sont favorables à la pêche

continentale et au transport fluvial.


2013

11

Tableau 4 : Lacs et étangs de la Région Betsiboka

Commune Nom Superficie

(Ha)

Tsararano

Amparihibe Sud 1247

Amparihinandriana 297

Bekipoly 412

Bemokotra Komadio 334

Bemahia 90

Mangabe

Mangabe 154

Bonga 100

Ampijoroana 51

Ambalajia Marosakoa 103

Ambalanjanakomby Antongonivao 81

Madiromafy Mahalavolona 76

Anahidrano 70

Sarobaratra

Andranolava 62

Andranotapaka 51

Ankara 65

Bondrony et Masiabe 502

Kamotro 507

Total 4332 Ha Source : Tableau de Bord de la Région Betsiboka, Novembre 2011

On peut y trouver également 2 sources thermales dans le District de Kandreho

et quelques chutes d’eau dans les trois District de la Région.

En ce qui concerne plus précisément la Commune de Maevatanana, les eaux

continentales sont plus importantes que les eaux souterraines surtout en termes de

quantité. Le réseau principal qui traverse cette Commune est le fleuve Betsiboka

avec son affluent l’Ikopa.

Entre autre, on a aussi les rivières : Isinko, Nandronjia, Menavava et

Mandrava.

La zone ne contient pas de lacs, on parle plutôt d’étang dont la plupart se

trouve dans la Commune Rurale Maevatanana II. La ressource en eau souterraine

est la nappe d’alluvion présente au bord de la rivière Ikopa.


2013

12

Chapitre 2 : PRESENTATION DE LA ZONE D’ETUDE

2.1. Situation Géographique

2.1.1. Localisation

La localité de MAEVATANANA se divise en 2 parties dont la Commune

Urbaine (CU) MAEVATANANA I et la Commune Rurale (CR) MAEVATANANA II.

La zone d’étude est la Commune Urbaine de MAEVATANANA qui est située

au niveau du District de MAEVATANANA, Région BETSIBOKA de MADAGASCAR

et dans l’ancienne Province autonome de MAHAJANGA. Géographiquement, elle est

située à 16°57’ de latitude Sud et 46°49’ de Longitude Est. Sa superficie est de 28

Km².

Le Chef-lieu se trouve à environ 342 Km au Nord-Ouest de la capitale

ANTANANARIVO sur la RN 4 reliant ANTANANARIVO à la ville de MAHAJANGA et

à 256 Km de cette dernière. De ce fait, notre zone d’intervention est accessible par

voie routière.


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Carte 1 : Localisation de la zone d’étude

Source: Extrait de carte 1/500 000ème FTM, Google Earth


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2.1.2. Délimitation de la zone

La CU MAEVATANANA I se trouve entourer par la CR MAEVATANANA II qui

est, elle-même, délimitée au Nord par les Communes de MANGABE, TSARARANO

et AMBALANJANAKOMBY, au Sud par les Communes de BEMOKOTRA et

ANTSIAFABOSITRA, à l’Est par la Commune de BETRANDRAKA et enfin à l’Ouest

par la Commune de ANKIRIHITRA.

Les Communes MANGABE, TSARARANO, AMBALANJANAKOMBY,

BEMOKOTRA et ANTSIAFABOSITRA appartiennent au District de MAEVATANANA

tandis que celle de BETRANDRAKA appartient au District de TSARATANANA et

celle d’ANKIRIHITRA au District de KANDREHO.

Carte 2 : Délimitation de la Commune de Maevatanana

Source : Extrait de carte 1/500 000ème FTM


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2.2. Contexte physique

2.2.1. La Géomorphologie

Le relief de la Commune Urbaine de Maevatanana est, en général, caractérisé

d’une part par des collines de faibles altitudes variant de 65 m à 121 m. Ces collines

se trouvent surtout à la périphérie de la ville notamment dans sa partie Est et Sud.

D’autre part, la partie Ouest de la ville se situe sur une plaine alluviale qui borde le

fleuve Ikopa. Cette zone est ce qu’on appelle « Baiboho ». Son altitude moyenne est

de 42 m.

En sortant de la Commune Urbaine, on peut déjà rencontrer un relief assez

accidenté.

2.2.2. La géologie et pédologie

La majeure partie de la zone d’étude se situe sur des latérites déposées sur le

socle cristallin dans le système du Vohibory. Ce dernier est caractérisé par

l’abondance des roches amphiboliques et la présence d’anciennes coulées

basaltiques transformées en ortho amphibolites.

De ce fait, on peut alors remarquer l’existence des affleurements de certaines

roches métamorphiques telles que le schiste vert, le gneiss et la migmatite.

Pour la partie Ouest de la ville, en bordure du fleuve Ikopa, le socle est

d’abord surmonté par l’Isalo-I qui est constitué principalement par du grès sableux et

au-dessus de ce dernier se trouve une couche d’alluvion. Ceci est due au fait que

cette partie de terrain était autrefois submergée par l’eau lors de crue exceptionnelle,

ce qui provoqua le dépôt d’alluvions.

Ainsi, il existe deux types de sol dans la zone d’étude dont le sol peu évolué et

le sol alluvial.

Une des particularités de la région également est son sous-sol qui est riche

en divers minerais tels que la chromite, le gypse et surtout l’or.


2013

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2.2.3. Contexte Hydrographique et Hydrogéologique

Les formes des réseaux hydrographiques malgaches présentent une très

grande variété à cause de la géomorphologie du relief de la Grande Ile.

Les principaux fleuves qui dominent l’hydrographie de la localité de

Maevatanana sont le BETSIBOKA et son affluent l’Ikopa. Entre autre, il y a aussi les

rivières : Isinko, Menavava, Mandrava, Andriantoany et Nandronjia.

En ce qui concerne la zone d’étude, elle est drainée à l’Ouest par l’Ikopa et est

traversée dans sa partie Est par la rivière Nandronjia.

La nature poreuse du grès et des alluvions présent sur place permet

d’emmagasiner un maximum d’eau de pluie qui pourra être utile en saison sèche et

constitue alors un excellent réservoir.

Le « Baiboho » constitue une nappe alluvionnaire dont la profondeur moyenne

est de 8 m.


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Carte 3 : Hydrographie


2.2.4. La climatologie

Le climat est un facteur important qu’il faut tenir en compte car il permet de

déterminer à partir de procédés de calcul hydrologique le régime des crues et aussi

de l’étiage.

Madagascar possède une variété de régime climatique à cause de sa richesse

en biodiversité.


2013

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Dans la Région Betsiboka, le climat dominant est du type tropical caractérisé

par deux saisons bien distinctes :

Saison chaude et pluvieuse (Octobre – Avril)

Saison fraîche et sèche (Mai –Septembre)

Pluviométrie

La précipitation moyenne annuelle est de 1600 à 1800 mm

Ce tableau donne les précipitations moyennes mensuelles de la zone.

Tableau 5 : Pluviométrie moyenne mensuelle de la zone d’étude

Maeva Janvier Février Mars Avril Mai Juin Juillet Août Sept Oct Nov Déc

P (mm) 431,5 372,7 249,8 72,9 8,8 0,4 3,0 3,5 14,3 43,4 123,4 306,2 Source : Service Régional de la Météorologie de Maevatanana

Température

La Région à laquelle appartient la ville de Maevatanana est classée parmi les

régions les plus chaudes de la Grande Ile avec une température moyenne annuelle

de 28 °C. Les températures minimales varient de 16 à 18 °C et les températures

maximales peuvent atteindre une valeur jusqu’à 42 °C.

Ce tableau résume les valeurs des températures moyennes mensuelles

minima et maxima (calculées pour une durée de 10 ans).

Tableau 6 : Températures moyennes mensuelles minima et maxima

Janvier Février Mars Avril Mai Juin Juillet Août Sept Oct Nov Déc

T° C Min 23,3 23,7 23,9 23,0 21,1 18,4 18,6 19,3 20,9 22,6 23,4 23,6

T° C Max 33,5 33,6 34,8 35,3 34,3 32,9 32,8 34,0 35,3 36,6 37,0 34,5

Source : Service de la Météorologie de Maevatanana


2013

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2.3. Contexte Démographique : Urbanisme et Habitat

2.3.1. Situation administrative

En 2003, la Commune Urbaine ne comptait encore que neuf (9) Fokontany

dont Ambodimanary, Antaninandro, Androfiamadinika, Ambatofotsy, Anosikely

Atsimo, Anosikely Avaratra, Andranomangatsiaka, Morafeno et Antanambao.

Actuellement, elle compte onze (11) Fokontany avec Morarano et Ambalarano

kely qui ont été instaurés à partir de l’année 2004 après le conseillé communal.

Les Fokontany de Morarano, Ambodimanary, Antaninandro, Androfiamadinika

et Ambalarano kely sont plus excentriques par rapport au Chef-lieu de la Commune.

En effet, ils sont situés dans la périphérie de la ville dans un rayon de 2 à 5

Km.


2013

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Carte 4 : Emplacement des quartiers de la ville



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2.3.2. La Population

La Région BETSIBOKA est considérée parmi les régions sous-peuplées de

Madagascar avec une densité de 12 Hab /Km² pour le District de Maevatanana.

En 2008, on a recensé au niveau de la CU de Maevatanana 20254 habitants

répartis dans les 11 fokontany avec un taux d’accroissement démographique annuel

de 2,6%.

Actuellement, la population est de 23028 habitants.

Tableau 7 : Répartition de la population par Fokontany

Nombre de population en 2013

Andranomangatsiaka 3240

Ambatofotsy 3070

Morafenokely 2956

Anosikely Avaratra 2729

Anosikely Atsimo 2298

Ambalaranokely 767

Morarano 625

Antanambao 2255

Androfiamadinika 682

Antaninandro 2331

Ambodimanary 2075

Total 23028

Source : Bureau de la CU de Maevatanana

La population de Maevatanana constitue un groupe cosmopolite à cause de la

présence de différentes ethnies. En effet, auparavant, la ville a été une zone de très

forte migration due à sa richesse minière surtout l’or qui est la particularité de cette

région et aux activités lucratifs informelles. La majorité de ces immigrants sont des

Merina (46%) et des Betsileo (42%), le reste est composé des Sakalava, Antaisaka,

Antandroy, Betsirebaka et Sihanaka.

Le nombre de ménage est approximativement de 3376 dont la taille moyenne

est environ de 6 à 7 personnes par foyer.


2013

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2.3.3. Activités économiques de la Population

L’activité dominante de la population dans la CU Maevatanana est surtout

l’exploitation aurifère et l’orpaillage. Néanmoins, il existe aussi d’autres activités telles

que :

Le commerce

L’agriculture

L’élevage

La pêche

Le tourisme et l’hôtellerie

L’administration

a- L’exploitation Minière

La Région Betsiboka est particulièrement riche en ressources dans son sous-

sol. De ce fait, l’exploitation aurifère est devenue l’activité principale de la population

et par conséquent ce fut une des causes de la déscolarisation car, en effet, même

les enfants participent à cette pratique.

Pour la CU, les principaux produits miniers sont l’Or, le Quartz et le Cristal

dont les lieux de gisements sont presque dans tous les Fokontany.

b- Le commerce

C’est la deuxième activité la plus prisée dans la ville après l’exploitation

aurifère. Les activités commerciales informelles sont pratiquées partout dans les

différents Fokontany et dans les moindres recoins de rues, sur les trottoirs. Au jour

du Marché, les commerçants et marchands ambulants occupent même la route

menant vers les bureaux administratifs.

c- Agriculture

Même s’il s’agit d’une Commune Urbaine, l’agriculture demeure l’activité

pratiquée par la plupart des ménages de la Commune Urbaine de Maevatanana. En

effet, en plus des agriculteurs de métier, bon nombre de commerçants et de salariés

la pratiquent, en tant qu’activités d’appoint.


2013

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De plus, la présence d’immense plaine alluviale, le baiboho et les bas-fonds

inondables dans la Région permet d’obtenir une large gamme diversifiée de culture

aussi bien vivrière qu’industrielle.

La superficie totale cultivée dans la Commune est de l’ordre de 267 hectares,

dont 112 hectares occupés par la riziculture, représentant les 42% du total.

d- Elevage

A Maevatanana, les larges zones de Baiboho et les plateaux de savanes

offrent un milieu naturel favorable à l’élevage.

Les deux types d’élevage, considérés comme les plus porteurs sont les

activités d’élevage bovin et porcin. La position géographique de la Commune, sur

l’axe RN4, favorise l’écoulement des produits.

e- Pêche

On parle ici surtout de pêche traditionnelle dans les lacs, les rivières et dans

l’Ikopa. Les types de produits pêchés sont : Carpes, Anguilles, Tilapia, Fibata,

Vangolôpaka, Gogo et Carpe royale.

La grande partie de la production de la pêche est auto consommée ou vendue

sur le marché local.

2.3.4. Infrastructure sociale

a- Education

Dans la CU de Maevatanana, le taux d’alphabétisation des adultes est environ

de 70% dont 38% pour les femmes contre 32% seulement pour les hommes.

Actuellement, le taux brut de scolarisation pour les enfants d’âge officiel

primaire c’est-à-dire de 6 à 10 ans est assez élevé car il atteint 81,54%. Ceci

s’explique par la présence de nombreux établissements scolaires publics et privés

sur place.


2013

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En effet, la ville compte en tout:

5 EPP (Ecole Primaire Publique) qui se trouvent respectivement

à Mahatsinjo Ambony, Andranomangatsiaka, Ambatofotsy, Ambodimanary et

Androfiamadinika.

2 CEG (Collège d’Enseignement Général)

1 Lycée Enseignement Général

5 Ecoles Privées dont Mahazoma, Sainte Anne (Catholique),

ZOARA (FJKM), Pouponnière et Fanomezantsoa.

Le lycée de Maevatanana ville est le seul lycée existant dans tout le District.

Ceci est dû au fait que le nombre d’élève arrivant à ce stade de l’enseignement soit

très réduit. Effectivement, le taux d’abandon des élèves est assez élevé juste après

le primaire, et est plus poussé après la fin des études de premier cycle secondaire.

La cause de cette forte déperdition est surtout la pauvreté des parents qui n’arrivent

plus à subvenir aux besoins et aux dépenses liées à la poursuite des études. Ainsi,

les enfants entrent très tôt dans la pratique des activités lucratives informelles et

aussi dans l’exploitation aurifère.

b- Santé

En matière de Santé, il existe un Centre de Santé de Base (CSBU) et un

Centre Hospitalier de District de niveau II (CHD2) dans la ville. Ce sont ces centres

publics assurent le service sanitaire pour la CU et la CR de Maevatanana.


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Tableau 8 : Situation des institutions sanitaires

Nombre

de

médecins

Nombre de paramédicaux Nombre

de lits

Nombre de

personnel

administratif

Nombre de

consultations

/mois

Nombre

d’accouche

ments/mois

Type Sages-

femmes Infirmières

Aides

sanitaires

Centres

publics

CSB1

CSB2 2 3 1 0 8 1 1200 30

CHD2 8 2 5 1 32 8 199 31

Centres

privés Néant

Source : DSRP Maevatanana

Les maladies les plus fréquentes au niveau du CSBU et du CHD2 sont la

Paludisme, Diarrhée, Malnutrition et Toux. Néanmoins, il existe aussi d’autres

maladies telles les dermatoses, tuberculose et IRA (Insuffisance Respiratoire Aigüe).

Après une enquête que l’on a menée auprès du Médecin-Inspecteur, on a

conclu que la plupart des maladies sont dues :

Au manque d’accès à l’eau potable car 5 Fokontany sur 11 ne

sont pas encore desservis par la JIRAMA mais utilise encore des puits.

Au manque d’infrastructure sanitaire et d’assainissement dans la

ville tels que les latrines, les poubelles d’où les gens font leurs besoins un peu

partout, dans les canaux. Les ordures s’éparpillent dans tous les endroits.

A l’ignorance et au manque de sensibilisation sur l’hygiène.

Au changement climatique

A la pauvreté

De ces faits, un renforcement au niveau de l’accès à l’eau potable, l’hygiène et

l’assainissement s’impose.


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c- Communication et Information

Comme moyen d’Information, il y a la Radio Nationale Malgache (RNM) et la

Télévision Nationale Malgache (TVM) qui couvrent la ville de Maevatanana. Une

radio locale « Maeva Radio » est également présente sur place.

Pour la communication, la zone est couverte par tous les réseaux

téléphoniques existants à Madagascar (Airtel, Orange, Telma). A part cela, il y a

aussi une agence postale publique « Paositra Malagasy » et une agence postale

privée « Colis Express ».

d- Religion

Il est à noter que presque tous les types de Religion sont présents dans la CU.

En faisant le tour de la ville, on peut apercevoir les édifices religieux tels que l’Eglise

Catholique, l’Eglise Protestante, le Mosquée, Jesosy Mamonjy…

e- Sécurité

Pour assurer la sécurité et les règles de la jurisprudence, les instances

suivantes sont disponibles pour la Commune :

une brigade de gendarmerie

un poste avancé de gendarmerie : Peloton mobile

un commissariat de Police

un tribunal de première instance

une maison centrale d’arrêt


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2.3.5. Extension de la ville

Selon le Maire de la Commune Urbaine de Maevatanana, la ville s’étend

surtout vers le Nord et l’Est sur la route menant à MAHAJANGA, étant donné que la

partie Ouest est déjà limitée par le fleuve Ikopa et dans la partie Sud, on a une zone

de cimetière.

De plus, il a été discuté un projet de changement d’emplacement de la gare

routière de Maevatanana, actuellement placée en plein centre près de la station

Shell, vers la sortie de la ville à l’Est. Cependant, à cause de l’inexistence d’un plan

d’Urbanisme, le projet est encore en suspens.


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Chapitre 3 : LE SYSTEME D’ALIMENTATION EN EAU POTABLE EXISTANT A

MAEVATANANA

3.1. Historique du système d’AEP

Le premier réseau d’adduction d’eau potable dans la ville de Maevatanana a

été créé en 1963 par la JIRAMA mais c’est seulement vers 1969, après la

construction du réservoir de la ville, que les installations ont commencé à

fonctionner. A cette époque, le système était alors alimenté par deux forages F1 de

capacité 25 m3/h et F2 de capacité 14 m3/h. Ces forages étaient placés à l’Ouest de

la ville près de la rivière Ikopa et il n’y avait pas encore de traitement.

En 1978, la JIRAMA construisit un autre forage F3 de capacité 15 m3/h pour

renforcer les deux premiers et instaura aussi par la suite la station de traitement

d’eau potable avec un décanteur et filtre à cause de la présence d’un taux de Fer

plus ou moins élevé dans l’eau du forage.

Mais à partir de 2004, les systèmes de forage connurent quelques problèmes

tels que l’ensablement des crépines d’aspiration, l’usure et la rouille des équipements

et par conséquent, on a arrêté le fonctionnement des forages F1 et F2. De ce fait, il

ne restait plus que le forage F3 pour l’alimentation de la ville. Ainsi, pour en optimiser

le débit, ce dernier a donc dû être transformé en un puits-drain en captant l’eau de la

rivière Ikopa kely qui est une partie de la grande Ikopa en rive droite. On avait ainsi

obtenu un débit de 37 m3/h.

Actuellement, seulement six quartiers de la ville (Ambatofotsy,

Andranomangatsiaka, Morafeno, Anosikely Avaratra, Anosikely Atsimo et

Antanambao) sont desservis par le réseau de la JIRAMA. L’alimentation en eau de

cinq autres quartiers (Ambodimanary ; Morarano ; Antaninandro ; Ambalarano et

Androfiamadinika) est assurée soit par une vingtaine de puits (de profondeur de 7 à

13 m) dont 9 publics équipés de pompe à motricité humaine, soit par l’eau de la

rivière Ikopa.


2013

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3.2. Description du système actuel

3.2.1 Le captage

Le système de captage, actuellement utilisé par la JIRAMA, est un système de

puits-drain renforcé par la rivière Ikopa kely. Le système fonctionne avec un bassin

collecteur et un dessableur. Le puits est situé à l’Est de la ville de Maevatanana sur

la plaine de Baiboho bordant la rivière Ikopa. Ses coordonnées GPS sont : 16° 56’

15.7’’ latitude Sud et 46° 49’ 42.4’’ longitude Est.

En effet, le système fonctionne tel que le puits-drain est réalimenté par le

pompage d’un sous-écoulement de l’Ikopa. La pompe utilisée est munie d’une

crépine JOHNSON Inox qui est immergée dans le bassin de collecte d’eau brute.

Les dimensions caractéristiques de ces ouvrages de captages sont données

dans le tableau :

Tableau 9 : Caractéristiques de l’ouvrage de captage

Ouvrage de captage

Bassin de collecte d’eau brute

Longueur = 7,90 m, largeur = 4,00 m, Hauteur = 3 m

Crépine JOHNSON INOX de Diamètre = 200 mm, Longueur = 3,65 m,

Ouvrage de dessablage circulaire Profondeur : 4,50 m

Diamètre : 2,00 m

Puits P3 Profondeur : 7,50 m

Diamètre : 2,00 m

Système de pompage

Pompe Q moyen: 40 m3/h, HMT: 68 m

Type : UPA 1505-48/7, Marque KSB

Moteur P nom. : 12 KW, V : 2819 Tr/mn, Intensité : 25,6 A

Type : UMA 150 B14/21, Marque KSB

Source : JIRAMA Maevatanana

Lors des essais de débit initial réalisés par la JIRAMA sur le puits de captage,

on a pu déterminer que le débit de la nappe est de 37 m3/h.


2013

30

3.2.2. La conduite de refoulement

Le refoulement de l’eau vers l’usine de traitement est assuré par une conduite

en Fonte Ф150 (ou 150 mm de diamètre) et de longueur 2,154 km.

3.2.3. Le traitement

Après le captage, l’eau brute est refoulée vers l’usine de traitement d’eau

potable. Pour la ville de Maevatanana, elle est située dans le Fokontany de

Morafenokely à environ 2 km du puits de captage. Cette usine comprend :

Deux (2) ouvrages de floculation

Deux (2) postes de décantation

Un bassin de filtration avec deux compartiments

Une salle de réactifs

Un laboratoire d’analyse

Ils existent différentes étapes de traitement pour rendre une eau

consommable mais cela dépend des résultats d’analyses de l’eau initiale en

question. Dans le cas de Maevatanana, l’eau du puits-drain est un mélange d’eau

souterraine et d’eau provenant de la rivière Ikopa qui est une eau quelque peu

chargée à cause des exploitations minières en amont du captage. Ainsi, les étapes

de traitement utilisées sont telles que :

La coagulation-floculation

La décantation

La filtration

La désinfection

a- Coagulation-floculation

La coagulation est la déstabilisation, par des mécanismes d’agrégation et

d’adsorption, des différents polluants ou structure chimique contenues dans l’eau. En

effet, les particules colloïdales caractérisées par leurs dimensions très faible (< 1μm)

possèdent la propriété de se maintenir en équilibre dans l’eau sous l’effet des forces

électrostatiques de répulsion. Ainsi, pour les éliminer, on utilise des réactifs appelés


2013

31

coagulants dont l’hydrolyse conduit à la formation de précipité insoluble. Tandis que

la floculation c’est l’agglomération des colloïdes déchargés. Ce sont les matières en

suspension déclenchées par la coagulation sous forme de flocon. Afin d’augmenter

la vitesse de sédimentation des flocs et une meilleure capture des colloïdes, on

utilise des réactifs appelés floculant.

Avant l’entrée de l’eau brute dans l’usine de traitement, la coagulation se fait

par injection de Sulfate d’Alumine avec un taux de 18 g/m3. Ensuite, l’eau remonte

lentement dans une cheminée qui va jouer le rôle d’un floculateur. Les dimensions

de cette cheminée sont comme suit :

Diamètre intérieur : 1,02 m

Diamètre extérieur : 1,22 m

Hauteur : 4,85 m


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Photo 1 : Cheminée servant de floculateur

b- Décantation

La décantation est une phase à l’issue de laquelle les flocs formés

précédemment se décantent pour former des boues qui s’accumuleront au fond du

bassin d’où ils pourront être extrait facilement et périodiquement.

L’usine de Morafeno comprend 2 postes de décantation dont un décanteur de

forme rectangulaire et un autre circulaire. Ce sont des décanteurs statiques à flux

vertical c’est-à-dire que l’eau s’écoule suivant la verticale du bas vers le haut de

l’ouvrage. Pour le bon fonctionnement de ce type de décanteur, il faut faire en sorte

que la vitesse ascensionnelle de l’eau soit inférieure à la vitesse de chute des flocs.

Les 2 décanteurs possèdent les mêmes caractéristiques comme suit :

Volume des décanteurs : V = 50 m3

Débit : Q = 65 m3/h

Cheminée floculateur


2013

33

Vitesse maximale : v = 1,5 m/h

Temps de contact : t = 40 min

c- Filtration

La filtration vise à éliminer les matériaux en suspension restants et les flocs

non décantés dans le décanteur. Le procédé général consiste à faire passer l’eau à

travers un milieu poreux qui est en général du sable afin d’obtenir ainsi une eau

clarifiée.

L’usine de traitement de Maevatanana contient un bassin de filtration avec

deux compartiments de filtre. Les dimensions intérieures d’un compartiment du filtre

sont :

Longueur : L = 2,45 m

Largeur : l = 2,40 m

Surface unitaire : Su = 5,80 m

Hauteur (entre dalle et trop plein) : H = 1,9 m

Le filtre utilisé ici est un filtre monocouche de caractéristiques suivantes :

Débit de chaque compartiment de filtre : Q = 25 m3/h

Vitesse de filtration : V = 5 m/h

Hauteur de la couche de sable : h sable = 0,80 m

Granulométrie : 0,8 à 1,5 mm

Hauteur d’eau au-dessus du sable : h eau = 0,50 m

Il est à noter qu’au fur-et-à mesure que l’eau passe à travers le lit filtrant de

sable, les matières retenues s’accumulent dans les pores et va colmater le filtre et

diminuant ainsi son rendement. C’est ainsi qu’il faut nettoyer fréquemment le filtre.

Ici, le lavage des filtres s’effectue tous les jours en période d’étiage et 2 fois

par jour lors des périodes pluvieuses. Le matériau filtrant est remplacé tous les 6

mois.


2013

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d- Désinfection

La désinfection est un procédé dont le but est d’éliminer tous les organismes

pathogènes à la sortie des usines.

Pour Maevatanana, le système de désinfection se fait directement à la sortie

du filtre par injection de désinfectant qui est l’Hypochlorite de Sodium. Ce réactif est

injecté à l’aide d’une pompe doseuse avec un taux de 11 g/m3.

3.2.4. Le réservoir

Le réservoir est un ouvrage servant à stocker l’eau potable en attendant sa

distribution ou encore servant à accumuler le surplus de débit d’adduction en heure

creuse pour ensuite la restituer en heure de pointe.

Le réservoir de Maevatanana est un réservoir semi-enterré dont la capacité

est de 300 m3. Il est situé dans le quartier de Morafeno à la cote 100 m, près de

l’usine de traitement d’eau potable dont les coordonnées GPS sont :

S : 16° 57’ 20,9’’

E : 46° 49’ 50,6’’

3.2.5. Le réseau de distribution

Les conduites de distribution existant dans la ville de Maevatanana sont

presque les mêmes depuis 1969. Il existe deux types de conduites utilisées dans ce

réseau telles que la Fonte et le PVC. Les caractéristiques de ces canalisations sont

reportées dans le tableau :

Tableau 10 : Caractéristiques du réseau existant

Fonte 150 Fonte 100 PVC 110 PVC 90 PVC 75 PVC 63 Total

Longueur (m)

382,5 3597,5 668 1091 336 3534 9609

Source : Dexo JIRAMA

Les vannes utilisées dans le réseau sont des vannes à tête ronde de diamètre Ф15.


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35

Concernant la distribution proprement dite au niveau de la population, vingt

(20) bornes fontaines ont été installées et réparties dans les six quartiers desservies

par la JIRAMA et on compte également 417 branchements particuliers.

Le chlore résiduel en bout de réseau est de 0,8 à 1[mg/l] variant selon la

saison.

3.3. Les problèmes rencontrés

3.3.1. Au niveau de la ressource exploitée

Il existe 3 problèmes majeurs qui sont :

Manque de débit

Vue la consommation de la CU Maevatanana actuellement, le débit du puits-

drain 37 m3/h ne suffit plus aux besoins de la population.

De plus, lors de notre descente sur terrain avec la JIRAMA et la DRE

Betsiboka, on a constaté que le drain de captage sur l’Ikopa kely qui a servi de

renfort au puits de captage s’est complètement asséché à cause du changement de

lit de ce dernier. Ceci est dû surtout à la déforestation et à l’évolution incessante du

secteur minier dans la région. Par conséquent, les essais effectués sur terrain ont

permis d’observer que le débit de pompage du puits devient 18m3/h pendant 45

minutes et arrêt pendant 15 minutes au lieu de 37m3/h durant les 22 heures de

temps.

L’inondation de la zone de captage lors des crues

En effet, le puits de captage se trouve sur une plaine alluvionnaire bordant la

rivière Ikopa. Lors des crues, le niveau d’eau de la rivière s’élève inondant ainsi toute

la zone de Baiboho avec le puits.

Le non-respect des périmètres de protection autour du captage

La zone de Baiboho étant très fertile, la population riveraine est tentée par la

culture sur toute l’étendue de la zone et ne respectant plus le périmètre de protection

rapprochée définie comme 15 à 25 m au-delà de l’ouvrage de captage. Cela pourrait

affecter la qualité de la ressource exploitée.


2013

36

3.3.2. Au niveau de l’usine de traitement

La potentialité optimale de la station est atteinte

Manque de traitement sur l’élimination du Fer alors que l’eau à traiter est une

eau quelques peu ferrugineux.

Baisse de rendement du filtre car on constate que le fond de l’ouvrage est

endommagé et aussi le sable qui sert de matériaux filtrant n’est pas toujours

remplacé à temps d’où l’incapacité du filtre à supporter le débit d’eau à traiter.

De ce fait, une partie de l’eau venant du décanteur est directement envoyé

vers le réservoir sans passer par la filtration.

Manque de matériels et d’approvisionnement en réactif dans le laboratoire

d’analyse provoquant ainsi l’absence de test faite sur l’eau surtout pour le Fer

et aussi le test de pH.

Insuffisance de personnel travaillant pour la station

La vétusté des ouvrages de traitement

Photo 2 : Ouvrage de filtration endommagé


2013

37

3.3.3. Au niveau du stockage et du réseau de distribution

Le réservoir actuel est endommagé surtout sur le toit et manque d’entretien

La capacité du réservoir est devenue insuffisante malgré les six quartiers

seulement à desservir. De ce fait, la distribution d’eau vers la ville se fait

alternativement d’où les quartiers comme Morafeno, Antanambao ne reçoivent de

l’eau que la nuit et d’autres le jour seulement. De même, il y a des BF qui ne

fonctionnent que l’après-midi.

La côte d’emplacement du réservoir semi-enterré ne permet pas

l’approvisionnement en eau des parties hautes de la ville.

Vétusté des installations du réseau de distribution particulièrement les

conduites en Fonte qui sont rouillées affectant ainsi la qualité de l’eau : présence

de dépôts de Fer

Nombre de point d’eau fonctionnel insuffisant par conséquent des longues

files d’attente devant chaque bornes fontaines pendant les heures de pointe.

Photo 3 : Kiosque existant


2013

38

3.4. Les mesures à entreprendre

3.4.1. Au niveau de la ressource exploitée

Mesure à court terme

Pour solutionner l’assèchement progressive de l’Ikopa kely et pour assurer le

renouvellement du débit de la nappe, la JIRAMA, en collaboration avec la DRE

Betsiboka, a déjà proposé une solution d’aménagement telle que la mise en place

d’un batardeau en sac de sable à 3 km du point de captage afin de dévier une

partie de la grande rivière Ikopa vers l’Ikopa kely pour en augmenter le débit et la

quantité de l’eau alimentant le drain.

Photo 4 : Plan de masse pour la mise en place d’un batardeau en sac de sable


2013

39

Il sera aussi nécessaire d’effectuer des travaux de dragage au niveau du drain

de captage

Afin de protéger le captage contre les éventuelles infiltrations dues à

l’inondation de la zone de Baiboho en période de crue, il est possible de rendre

étanche le puits-drain surtout à sa partie extérieure. Il est envisageable

également d’installer un local technique hors zone inondable au droit du site de

captage pour loger un groupe électrogène de secours, les armoires de

commande (groupe et GEPI) et la centrale d'acquisition associée aux

équipements de mesure.

Il faudra instaurer un périmètre de protection autour du captage et

sensibiliser la population riveraine sur le respect de ce périmètre et aussi de

ne pas laver leur linge à proximité des drains.

Mesure à long terme

Une autre solution envisageable concernant le manque de débit pour

approvisionner la ville de Maevatanana est la mobilisation d’une nouvelle ressource

en eau telle que l’exploitation de la rivière Nandronjia qui se trouve dans la partie

Ouest de la Ville.

3.4.2. Au niveau de l’usine de traitement

Mesure à court terme

Afin d’optimiser la rentabilité de l’usine de traitement de Morafeno, il convient

de :

réhabiliter le filtre existant et envisager la construction d’un nouveau filtre avec

2 compartiments de même capacité que l’ancien pour pouvoir accueillir le débit

venant des décanteurs.

effectuer des lavages fréquents tant pour les décanteurs que pour le filtre et

respecter également le délai périodique du changement des matériaux filtrants.

procéder à l’étape de déferisation en début de traitement pour assurer


2013

40

l’élimination du Fer en utilisant un système d’aération ou de la chaux.

augmenter le nombre de personnel travaillant pour la station

approvisionner le laboratoire d’analyse en matériels et produits en quantité

suffisante pour pouvoir réaliser les différents tests surtout pour le Fer, le pH et le

Chlore résiduel.

Mesure à long terme

Cependant, la capacité optimale de la station en général est déjà atteinte et ne

suffit plus à traiter le débit nécessaire à l’adduction d’eau potable de Maevatanana.

Alors, on perçoit de construire une nouvelle station de traitement d’eau potable en

suppléance à l’usine existante.

3.4.3. Au niveau du stockage et de la distribution

Mesure à court et long terme

Pour pouvoir pallier les problèmes liés à la production et aux réseaux, ainsi

que pour subvenir aux besoins actuels et futurs de la population, on propose les

solutions suivantes :

réhabilitation du réservoir existant avec nettoyage et entretien périodique

construction d’un nouveau réservoir qui sera implanté sur une côte assez

élevée de façon à ce qu’il puisse desservir les quartiers en hauteurs ainsi que les

cinq autres restants qui n’ont pas encore accès à l’eau potable.

remplacer les conduites en Fonte par des conduites en PEHD et PVC

installer des surpresseurs et des brises charges si besoin dans le réseau de

distribution pour régler les éventuels problèmes de pressions non résolus par

l’emplacement des réservoirs.

augmenter le nombre de bornes fontaines dans la ville.


2013

Partie II : ORIENTATION TECHNIQUE DU PROJET

D’AMELIORATION


2013

41

Chapitre 4 : EVALUATION DE LA DEMANDE EN EAU POUR LES DIFFERENTS

HORIZONS

4.1. Les tendances démographiques

L’évaluation du besoin en eau d’une agglomération dépend surtout :

Du nombre de la population à desservir

De l’importance économique et du climat de la localité

Du niveau de vie et des habitudes de la population

Il est donc commode de toujours évaluer tout d’abord l’accroissement du

nombre de consommateur en fonction de la durée de vie du projet.

Pour cette étude, on considèrera que le projet s’étalera sur 20 ans à partir de

l’année 2013. Ainsi, la détermination de la population future se fera par la formule

générale ci-dessous :

P : Nombre de population à l’année n de projection

Po : Nombre de population de l’année de base (2013)

α : Taux d’accroissement annuel

n : Nombre d’année à venir (ici, n = 20)

Les données statistiques issues du PRD 2005 de la Région Betsiboka ont montré

que le taux d’accroissement pour la Commune Urbaine de Maevatanana est de

2,6%.

La projection du nombre d’habitants pour les 11 Fokontany est donnée dans le

tableau qui suit :


2013

42

Tableau 11 : Projection du nombre de la population sur 20 ans

Année 2013 2033

Andranomangatsiaka 3240 5414

Ambatofotsy 3070 5129

Morafenokely 2956 4939

Anosikely Avaratra 2729 4559

Anosikely Atsimo 2298 3839

Ambalaranokely 767 1282

Morarano 625 1045

Antanambao 2255 3767

Androfiamadinika 682 1140

Antaninandro 2331 3894

Ambodimanary 2075 3467

Total 23028 38476

4.2. La dotation en eau

Pour Madagascar, la norme appliquée par la JIRAMA pour les bornes

fontaines est de 30l/j/hab et de 60l/j/hab en moyenne pour les branchements

particuliers. Toutefois, selon les constatations sur terrain sur la quantité d’eau en

moyenne consommée par chaque individu par jour et vu le climat de la localité, on a

adopté la dotation suivante :

40l /j /hab pour les bornes fontaines (BF)

100l /j /hab pour les branchements particuliers (BP)

4.3. Analyse du besoin en eau future de la ville

4.3.1. Consommation totale journalière à l’horizon du projet

Parmi les 38476 habitants en 2033, 15 % utilise des branchements

particuliers, 10% fait partie d’autres utilisateurs comme les institutions diverses et les

établissements administratifs telles que le CSB, le marché public, les EPP, etc.

Le nombre de personne utilisant les bornes fontaines est donc estimé à

29 897 et le nombre de population pour les branchements particuliers est de 5771.


2013

43

Alors le besoin en eau de la population B est obtenu par la relation :

PBF : Population utilisant les BF

CBF : Consommation moyenne journalière pour les BF (40l/j/hab)

PBP : Population utilisant les BP

CBP : Consommation moyenne journalière pour les BP (100l/j/hab)

Soit B = 1 742 184 l/j = 1742 m3/j

Concernant les autres utilisateurs, leurs consommations sont données dans le

tableau suivant :

Tableau 12 : Consommation journalière des différentes institutions

CH2D et CSB II 25000

Ecoles (EPP, CEG, Lycée, Collège Catholique) 3000

Marchés publics 8000

Bureau de la commune, Abattoir, Amphithéâtre 4300

District 9900

Caserne de gendarmerie et Commissariat 23500

Usine CHROMA 2500

Hôtels et Restaurants 10200

Autres 20300

Total en l/j 106700

m3/j 107

Source : JIRAMA

Par conséquent, le besoin global ou la consommation totale journalière à

l’horizon du projet pour la CU de Maevatanana est donc de :

Bg = 1742 + 107 =1849 m3/j

Soit Bg = 1850 m3/j


2013

44

4.3.2. Le débit de pointe

Le débit de pointe est la consommation en eau maximale de la population au

cours de la journée.

Les enquêtes menées auprès d’un échantillon représentatif de la population

de la CU de Maevatanana nous a permis de savoir les habitudes et comportements

des habitants concernant le mode de puisage de l’eau.

Ainsi, on a obtenu les pourcentages de la consommation journalière suivante

en fonction des horaires de fréquentation :

5h – 7h : 15 %

7h – 11h : 20 %

11h – 15h : 30 %

15h – 17h : 15 %

17h – 21h : 20 %

21h – 5h : 0 %

D’après ces valeurs, le besoin atteint le maximal de 30% de la consommation

totale journalière entre 11 h et 15 h soit une durée de 4 heures. Le débit de pointe

sera alors de 38,5 L/s.

4.3.3. Le coefficient de pointe

Le coefficient de pointe est un coefficient qui permet de déterminer réellement

la consommation journalière de la population pour le dimensionnement du réseau

d’AEP. En effet, il tient compte de tous les variations du débit demandé en fonction

du temps. Ce coefficient est donné par la relation :

Avec : Q pointe = débit de pointe journalière [l/s]

Q moyen = débit moyen journalier [l/s]

Soit


2013

45

Chapitre 5 : SOLUTIONS ALTERNATIVES

5.1. Etudes justificatives du choix des ressources mobilisables

5.1.1. Variante 1 : Eaux souterraines

a- Débit d’étiage et caractéristiques de la nappe

La principale ressource en eau souterraine pour la ville de Maevatanana est

dominée par la zone de Baiboho qui est une nappe alluviale.

Les essais pour la détermination du débit d’étiage ont été effectués par la

JIRAMA en 2004 pour la mise en place du puits-drain qui alimente actuellement la

ville et dont les résultats sont donnés ci-après :

Type de nappe : Nappe libre

Niveau statique n.s= 3,18 m

Niveau dynamique n.d = 3,89 m

Rabattement s = 0,71 m

Hauteur piézométrique H = 2,51 m

Débit d’étiage Q = 37 m3/h

De même, les caractéristiques hydrodynamiques de la nappe sont :

Transmissivité T = 1.10-3m²/s

Perméabilité K = 1,9.10-4 m/s

Coefficient d’emmagasinement S = 0,2

b- Estimation de l’apport de la nappe

L’estimation des apports souterrains consiste à vérifier si la quantité d’eau

disponible dans la nappe est suffisante pour satisfaire les besoins de la population.


2013

46

D’après la relation de N.A Plotnikov, l’apport annuel de la nappe d’une aire

délimitée topographiquement par ses crêtes est calculé par la formule :

Q = I x A

Q : Apport annuel en [m3/an]

A : Superficie de la zone d’alimentation [m2]

I : Quantité d’eau infiltrée [m/an]

La superficie de la zone d’alimentation ou le bassin versant de la nappe est

déterminée à partir d’une carte FTM (Echelle 1/100 000).

Pour le calcul de la quantité d’eau infiltrée, on se base sur le bilan hydrique de

Thornthwaite :

P : Précipitation [mm]

ETR : Evapotranspiration réelle [mm]

R : Ruissellement [mm]

I : Infiltration [mm]

ΔS : Variation du stock d’eau dans le sol [mm]

Le résultat de ce bilan est donné dans le tableau suivant (Détails cf. Annexe 3)


2013

47

Tableau 13 : Résultat du bilan hydrique selon Thornthwaite

Source : Annexe 3

DC : Déficit cumulé ETP : Evapotranspiration potentielle

Surplus = R + I

Le ruissellement R = CR x P où CR : coefficient de ruissellement de la zone qui

dépend de la superficie du BV, sa pente ainsi que de la nature de la couverture

végétale.

Pour notre zone d’étude, CR = 0,3

P : Pluviométrie moyenne de la zone [mm]

Soit R = 489 [mm] alors on a : I = 383,1 [mm]

Pour une surface A = 216800 m2, l’apport annuel de la nappe est de l’ordre de

83 049 m3/an.

5.1.2. Variante 2 : Eaux de surface

La ressource en eau de surface à exploiter est la rivière Nandronjia. On

rappelle que cette rivière est un affluent de la grande rivière Ikopa qui est elle-même

affluent du fleuve Betsiboka. La Nandronjia est située à l’Est de la ville de

Maevatanana.

Pour pouvoir estimer la capacité de cette ressource, on doit faire l’étude

hydrologique du BV. Cette étude comportera le traitement des données

pluviométriques, la détermination des caractéristiques du BV, l’estimation des

apports et le calcul de la crue.

Mois J F M A M J J A S O N D Moyenne annuelles

t (°C) 27,8 27,9 27,9 28,3 27,1 25,4 25 26 27,4 28,9 29,3 28,5 27,5

P (mm) 431,5 372,7 249,8 72,9 8,8 0,4 3,0 3,5 14,3 43,4 123,4 306,2 1630,0

ETP 97,1 89,2 98,2 93,2 81,7 60,4 64,0 72,1 84,5 109,2 113,9 114,2 1077,7

P - ETP 334,4 283,5 151,6 -20,3 -73,0 -60,0 -61,0 -68,6 -70,2 -65,8 9,6 192,0

DC 20,3 93,2 153,2 214,2 282,8 353,0 418,8

Stock S 100 100 100 81 38 21 11 6 3 1 10,6 100

ΔS 0 0 0 -19 -43 -17 -10 -5 -3 -2 9,6 89,4 -99

ETR 97,1 89,2 98,2 91,9 51,8 17,4 13,0 8,5 17,3 45,4 113,9 114,2 757,9

Surplus 334,4 283,5 151,6 102,5 872,1


2013

48

a- Traitement des données pluviométriques

Le traitement de données pluviométriques consiste à ajuster statistiquement

les données brutes afin d’en déduire certaines valeurs utiles pour la suite de l’étude

telles que :

La pluviométrie moyenne mensuelle de fréquence quinquennale

sèche pour le calcul des apports garantis d’une rivière ;

La pluviométrie maximale journalière de fréquence décennale

pour le dimensionnement des ouvrages hydrauliques.

La pluviométrie interannuelle est calculée par l’ajustement statistique suivant

la loi normale ou Loi de GAUSS tandis que la pluviométrie maximale des différentes

fréquences est obtenue par l’ajustement statistique suivant la loi de GUMBEL.

Pluviométrie moyenne mensuelle

La pluviométrie moyenne mensuelle est la somme des hauteurs de pluie

tombées dans les jours du mois (28, 29, 30 ou 31 jours selon le mois considéré).

L’ajustement suivant la loi de GAUSS nous a permis d’obtenir la pluviométrie

mensuelle de fréquence quinquennale sèche (P 0,2) pour la station de Maevatanana.

Tableau 14 : Pluviométrie mensuelle de fréquence quinquennale sèche (P0.2)

calculée pour la station météorologique de Maevatanana (mm).

J F M A M J J A S O N D Année

P 0,2(mm) 352,0 304,1 203,8 59,5 7,1 0,4 2,4 2,8 11,7 35,4 100,7 249,8 1329,8

Pluviométrie maximale journalière

Les relevés pluviométriques journaliers interannuels permettent de connaître

les plus fortes précipitations de chaque année communément appelées « pluies

maximales journalières ».

Lors de l’étude de la crue pour le dimensionnement des ouvrages

hydrauliques en aménagement quelconque, il est nécessaire de bien fixer la période

de retour pour les calculs en fonction de l’ampleur du projet en question et les

risques de pertes que pourrait causer la rupture des ouvrages.

Dans notre cas, la période de retour fixée est de 10 ans.


2013

49

Les valeurs des pluies maximales journalières P5h et P10h correspondant

respectivement à la fréquence quinquennale et décennale humide calculées suivant

la loi de GUMBEL, sont alors présentées par le tableau suivant :

Tableau 15 : Pluies maximales journalières de la station météorologique de

Maevatanana

P max 24h

(mm)

P 5h 143,4

P10h 166,1

b- Caractéristiques du bassin versant (BV)

Un bassin versant relatif en un point ou en une section d’un cours d’eau est

définie comme la totalité de la surface topographique drainée par ce cours d’eau et

ses affluents à l’amont de la dite section ; tous les écoulements prenant naissance à

l’intérieur de cette surface doivent passer par la section droite considérée dite

« exutoire » avant de poursuivre leur trajet vers l’aval.

Un bassin versant fonctionne donc comme un collecteur chargé de recueillir

les pluies et de les transformer en écoulement à l’exutoire. Il existe donc une relation

pluie-débit au sein d’un BV pour déterminer le régime de débit de cours d’eau.

Chaque BV est délimité par la ligne de partage des eaux constituée par des

lignes de crête des sommets, des points côtés culminants et de la ligne de plus

grande pente de part et d’autre de l’exutoire.

Ses caractéristiques sont surtout :

La surface S [Km2]

Le périmètre P [Km]

La longueur du rectangle équivalent L [Km]

La pente I [m/Km]

La forme du bassin définie par le coefficient de Gravelius K

La couverture végétale

Le temps de concentration Tc [h]


2013

50

Délimitation du Bassin Versant

La délimitation du BV se fait à l’aide du logiciel MapInfo avec une carte FTM

1/100 000 tout en connaissant les coordonnées géographiques de l’exutoire ou

l’emplacement d’un barrage. A partir de cette délimitation, on pourra obtenir la

surface et le périmètre du BV étudié. Pour notre BV, l’exutoire est situé aux

coordonnées GPS : 17°00’9,4’’ Sud et 46°50’36,1’’ Est.

Carte 5 : Délimitation du Bassin Versant de la Nandronjia

Source : Extrait de carte 1/100 000ème, FTM

Système de coordonnées : Laborde Madagascar


2013

51

Forme du bassin versant

La forme du BV dépend de la valeur du « coefficient de compacité de

GRAVELIUS K ». En effet, si

K >1 : on a un bassin de forme allongée

K : on a un bassin de forme ramassée

La valeur de K est calculée par la formule suivante :

Avec S : Surface du BV [Km2]

P : Périmètre du BV [Km]

Le rectangle équivalent

La notion de rectangle équivalent est une méthode qui consiste à assimiler le

BV étudié à un rectangle de même superficie, de même coefficient de GRAVELIUS K

et de même hypsométrie.

Ceci étant fait pour faciliter le calcul et la comparaison entre les deux bassins.

En effet, on pourra ainsi considérer la longueur du rectangle équivalent comme étant

la longueur du plus long cheminement hydraulique L.

Si l et L sont la largeur et la longueur du rectangle équivalent, S et P la surface

et le périmètre du BV alors on a les relations :

Par suite, on peut en déduire :

La pente du bassin versant

La pente d’un BV est une caractéristique topographique très importante qui

conditionne directement deux facteurs du cycle de l’eau : le ruissellement et

l’infiltration.

Elle se calcule de deux manières en fonction des données disponibles

concernant le BV :


2013

52

Soit à partir des altitudes maximales et minimales,

Le facteur est la dénivellation moyenne calculée à partir de

l’altitude maximale et minimale.

: étant l’altitude maximale, qui définit l’élévation maximale observée à

l’intérieur du BV

Indique la côte de l’exutoire, qui est l’altitude minimale observée à

l’intérieur du BV

Soit à partir de la courbe hypsométrique,

Avec :

: Pente du bassin versant

Dénivellation moyenne en mètre avec :

Altitude correspondant à la surface représentant 95% de la surface du

BV ;

Altitude correspondant à la surface représentant 5% de la surface du

BV;

: Longueur du plus long cheminement hydraulique.

Notons que la courbe hypsométrique est la courbe représentative de la

surface du bassin versant en fonction de l’altitude. Dans le traçage de la courbe, on

porte sur l’abscisse une altitude donnée et en ordonnée la surface du bassin versant

au-dessus de cette altitude.

Pour la rivière Nandronjia, les caractéristiques de son BV sont résumées dans

le tableau suivant :

Tableau 16 : Caractéristiques du bassin versant de la Nandronjia

S (Km2) P (Km) K L (Km) Z max

(m) Z min

(m) Z moy

(m) I (m/Km)

118,4 60,8 1,57 25,8 491 134 312,5 13,13

Z max : Altitude maximale

Z min : Altitude minimale

Z moy : Altitude moyenne


2013

53

c- Estimation des apports

L’estimation des apports pour une rivière donnée revient à calculer le débit

d’étiage disponible au niveau d’une section de contrôle de cette rivière dite exutoire,

par exemple au niveau d’un barrage pendant des intervalles de temps définis.

Pour le calcul de ce débit d’étiage, il existe deux méthodes :

La station de référence

La méthode CTGREF (Centre Technique de Génie Rural et des

Eaux et Forêts)

Méthode de la station de référence

Cette méthode consiste à exploiter les valeurs de débits observées sur les

stations hydrométriques. En effet, on recherche un bassin versant de mêmes

caractéristiques physiques que le bassin à étudier et ayant une station

hydrométrique la plus proche.

Ainsi, on pourra calculer l’apport minimal par la formule :

Q BV= q. SBV

Dans laquelle :

q : Débit spécifique du BV de référence [l/s/Km2]

S BV : Surface du BV à étudier [Km2]

Dans notre cas, la station la plus proche est la station Ambodiroka sur la

Betsiboka dont les apports interannuels sont présentés dans le Tableau suivant :

Tableau 17 : Débits spécifiques de différentes fréquences de la station

Ambodiroka sur la Betsiboka

Débit spécifique q (l/s/km2)

Moyen (q2)

quinquennal sec (q5s)

décennal sec (q10s)

quinquennal humide (q5h)

décennal humide

(q10h)

23,8 19,8 18,1 28,9 32

Référence : Fleuves et Rivières de Madagascar, P. Chaperon, J. Danloux, L. Ferry,

Edition 2005


2013

54

L’apport moyen annuel, l’apport quinquennal et décennal sec du BV de la

Nandronjia sont ainsi obtenus en multipliant la superficie de celui-ci par les débits

spécifiques q2, q5s et q10s du BV de référence.

Les résultats obtenus sont alors représentés dans le tableau qui suit :

Tableau 18 : Résultats des apports annuels de la rivière Nandronjia calculés

par la méthode de stations de référence

Pour obtenir les apports mensuels de la rivière, on applique les coefficients de

répartition mensuelle dite d’ALDEGHERI sur les apports annuels. Le débit mensuel

s’obtient par la formule suivante :

Où :

Qm : Apport mensuel quinquennal sec du mois considéré [l/s]

Q5s: Apport annuel sec du bassin versant considéré [l/s]

Rm: Coefficient de répartition mensuelle ou coefficient d'ALDEGHERI qui dépend de

la région. Pour notre zone d’étude, le BV de Nandronjia fait partie du bassin de

l’Ouest donc les valeurs du coefficient de répartition mensuelle considéré (en %) sont

définies par le Tableau suivant :

Tableau 19 : Coefficient de répartition d’Aldegheri pour les BV de l’Ouest

R J F M A M J J A S O N D année

R4 23,8 19 17,2 6,8 3,8 2,7 2,4 2,1 1,6 1,5 3,3 15,8 100

Source : Aldegheri (1986)

Les résultats des calculs des apports moyens mensuels et apports

quinquennaux secs mensuels par la méthode de station de référence sont donnés

par les tableaux ci-après :

Apport moyen annuel

(l/s)

Apport annuel sec (l/s)

Apport annuel humide

(l/s)

5 ans 10 ans 5 ans 10 ans

Barrage Nandronjia

2817,9 2344,3 2143,0 3 421,8 3 788,8


2013

55

Tableau 20 : Apports moyens mensuels par la méthode de Station de référence

Nandronjia J F M A M J J A S O N D Année

Qm (l/s) 8048,0 6424,9 5816,2 2299,4 1 285,0 913,0 811,6 710,1 541,0 507,2 1115,9 5342,8 2 817,9

Tableau 21 : Apports quinquennaux secs mensuels par la méthode de Station

de référence


Qm (l/s) 6 695,4 5 345,0 4 838,7 1 913,0 1 069,0 759,6 675,2 590,8 450,1 422,0 928,4 4 444,8 2 344,3

Méthode CTGREF

La méthode CTGREF est une méthode empirique pour l’estimation des

apports. L’expression utilisée pour le calcul est :

Dans laquelle :

QF : Apport moyen annuel de fréquence F [l/s]

PF : Pluviométrie moyenne annuelle de fréquence F [mm]

Zm : Altitude moyenne du BV considéré [m]

SBV : Surface du BV considéré [Km2]

B : Coefficient régional

Le coefficient régional B dépend des rivières concernées ou tout simplement

des rivières périphériques. Ce coefficient est égal à 46 pour le cas de la Betsiboka à

Ambodiroka.

Les apports annuels de différentes fréquences seront obtenus en prenant les

pluviométries moyennes de même fréquence. Ainsi, on obtient les résultats suivants :


2013

56

Tableau 22 : Résultats des apports annuels de la rivière Nandronjia calculés

par la méthode CTGREF

Barrage

Apport moyen annuel

(l/s)

Apport annuel sec (l/s)

Apport annuel humide (l/s)


Nandronjia 2100,7 1496,3 1213,2 2784,3 3172,5

Les apports mensuels pour la méthode CTGREF sont calculés de la même

manière que dans la méthode de station de référence en appliquant les coefficients

de répartition d’ALDEGHERI aux apports annuels. Les résultats sont ainsi donnés

dans le tableau suivant :

Tableau 23 : Résultats des apports moyens mensuels par la méthode CTGREF


Qm (l/s) 5 999,5 4 789,6 4 335,8 1 714,2 957,9 680,6 605,0 529,4 403,3 378,1 831,9 3 982,9 2 100,7

Tableau 24 : Apports quinquennaux secs mensuels par la méthode CTGREF


Qm (l/s) 4 273,5 3 411,6 3 088,4 1 221,0 682,3 484,8 430,9 377,1 287,3 269,3 592,5 2 837,0 1 496,3

Synthèse des résultats

En guise de synthèse, les résultats obtenus à partir de ces deux méthodes

devront être comparés aux débits réellement observés sur terrain correspondant aux

relevés des plus basses eaux pour avoir plus de précision. Cependant, à défaut de

valeur réelle, puisque nous n’avons qu’une seule mesure ponctuelle de débit durant

la descente sur terrain (mois d’octobre), il serait alors plus prudent de prendre les

valeurs moyennes obtenues par les différentes méthodes.

Par conséquent, les valeurs moyennes des apports quinquennaux secs

mensuels issues des deux méthodes sont alors définies dans le tableau :

Tableau 25 : Synthèse des apports quinquennaux secs au droit du barrage


Qm (l/s) 5 484,4 4 378,3 3 963,5 1 567,0 875,7 622,2 553,1 483,9 368,7 345,7 760,4 3 640,9 1 920,3


2013

57

D’après ce tableau, on peut voir que le débit est faible du mois de Juin à

Octobre. Un pic est observé en mois de Janvier et la plus faible valeur se trouve en

Octobre où la chaleur devient importante.

L’apport journalier délivré par la rivière Nandronjia est donc de 165 915 m3/j.

d- Estimation des crues

Afin de dimensionner les ouvrages hydrauliques, il est indispensable de

déterminer la crue du projet pour une fréquence de retour donnée. Pour une

adduction en eau potable, cette période de retour est fixée à 10 ans.

Il y a différentes méthodes pour l’estimation du débit de crue mais les plus

courantes sont :

La méthode rationnelle

La méthode LOUIS DURET

La méthode ORSTOM

La méthode dite rationnelle n’est applicable que pour les BV de superficie

inférieure à 4 Km2 donc nous n’utiliserons pas cette méthode vu que la surface du

BV de Nandronjia est 118,4 Km2.

Nous nous concentrerons donc sur les deux autres méthodes.

Méthode LOUIS DURET

La formule de l’estimation du débit de crue par la méthode LOUIS DURET à

Madagascar est appliquée pour les bassins versants dont la superficie est supérieure

à 10 Km². Cette formule varie selon la superficie du bassin et s’écrit comme suit :

Pour une SBV< 150 [Km²] on a :

Pour une SBV > 150 [Km²] on a :

Avec :

QF : Débit de crue pour une fréquence F [m3/s] ;

S : Surface du bassin versant [Km²] ;


2013

58

I : Pente du bassin versant [m/Km] ;

PF : Pluviométrie maximale journalière pour une fréquence F tombée à l’intérieur du

BV [mm].

D’après la formule précédente, avec une surface du bassin inférieure à 150

Km², les valeurs de débit de crue quinquennal et décennal du BV de Nandonjia sont

données dans le Tableau suivant :

Tableau 26 : Résultats des débits de crue pour la rivière Nandronjia à partir de

la méthode Louis Duret

Barrage S (km2) I (m/km) P (24, F) QF (m3/s)


Nandronjia 118,4 13,1 143,4 166,1 222,1 272,4

Méthode ORSTOM

Cette méthode est valable pour des bassins versants de superficie supérieure

à 10 km². L’avantage de cette méthode est la prise en compte de la nature de la

couverture végétale du BV et la nature du sol. La formule d’ORSTOM s’exprime

comme suit :

Avec :

Q10h : Débit de crue du projet [m3/s]

I : Pente du BV [m/Km]

PF : Pluie maximale journalière de fréquence F tombée en un point du BV [mm]

S : Surface du BV [Km2]

E : Indice d’exondité (déterminant la présence ou non de marais, rizières, lacs dans

le BV)

G : Coefficient d’imperméabilité du sol

V : Indice de couverture végétale

Les valeurs de E, G et V sont déterminées dans Fleuves et Rivières de Madagascar

de Chaperon. P.

Tableau 27 : Calcul du débit de crue décennal par la méthode ORSTOM

Barrage S (km2) I (m/km) E G V P (24, 10) Q10

(m3/s)

Nandronjia 118,4 13,1 0,8 1,0 0,4 166,1 235,1


2013

59

Synthèse des résultats

Pour avoir plus de précision comme pour l’estimation du débit d’étiage, les

résultats obtenus à partir de ces deux méthodes devront aussi être comparés aux

débits réellement observés sur terrain correspondant aux relevés des plus hautes

eaux ou aux laisses de crues.

Cependant par manque de données réelles fiable sur terrain, nous sommes

contraints à exploiter les valeurs du Q10 calculées à partir de ces deux méthodes. Le

débit de crue Q10 pour la méthode LOUIS DURET donne une valeur de 272,4 m3/s

tandis que celle de ORSTOM est de 235,1 m3/s. On prendra la valeur du cas le plus

défavorable (Q10 LOUIS DURET) pour avoir plus de sécurité dans le

dimensionnement des ouvrages.

5.1.3. Conclusion sur la variante à retenir

Vu l’apport minimal de la ressource souterraine, on peut dire que le débit de la

nappe seule ne suffit plus à satisfaire les besoins de la population. Pour y parvenir,

on peut remédier par son renforcement en construisant un puits drain captant la

rivière IKOPA. Cependant, le débit exploitable du puits drain de la JIRAMA qui

fonctionne actuellement est de 37 m3/h avec un temps de pompage de 22/24h.

Afin de recouvrir tous les besoins, il faudrait construire 3 à 4 puits-drain

semblable à celui de la JIRAMA mais cela coûterait trop cher. Aussi, cette variante

ne serait qu’une mesure à court terme compte tenu de la non maîtrise du

changement de lit de la rivière Ikopa.

Concernant la rivière Nandronjia, l’apport minimal annuel est largement

supérieur aux besoins globaux de la population de Maevatanana. Mais exploiter

cette ressource seule reviendrait à abandonner les captages et puits existants, ce qui

aurait des répercussions économiques importantes.

Pour la réhabilitation de l’AEP de Maevatanana, on choisit donc d’utiliser une

ressource mixte en captant l’eau de la rivière Nandronjia tout en gardant les

captages existants.


2013

60

5.2. Adéquation Ressources-Besoins

Le mois le plus sec pour Maevatanana est le mois d’Octobre. Le débit d’étiage

de la rivière Nandronjia durant ce mois est estimé à 345,7 l/s alors que le besoin

global de la ville est de 21,4 l/s.

Par conséquent, on peut en conclure que la ressource satisfait amplement les

besoins de la population. Le débit à l’aval du barrage qui sera utilisé par d’autres

utilisateurs est également assuré.

5.3. Mode captage

5.3.1. Mise en place d’un seuil de dérivation

Au niveau de la rivière Nandronjia, on note déjà la présence d’un reste d’un

ancien barrage en maçonnerie de moellon dont la moitié a été emportée par la crue.

De plus, on constate qu’il existe un grand vide dans le corps de ce barrage restant.

Ainsi, deux options ont été retenues pour le captage de cette nouvelle

ressource :

Option 1 : Réhabilitation de l’ancien barrage en maçonnerie de moellon

Option 2 : Construction d’un nouveau barrage en BA

Malgré les raisons économiques, la réhabilitation du barrage en maçonnerie

de moellon nécessite beaucoup de joint d’étanchéité pour éviter que l’eau ne puisse

traverser le corps de l’ouvrage. Aussi, il faudra instaurer un dispositif d’accrochage

rigide pour tenir en place les deux parties du barrage surtout en période de crue.

Contrairement à cela, l’ouvrage en béton armé est plus compact et de plus, est facile

à réaliser tant sur la forme que au niveau des évacuateurs de crues. On note

également que cette configuration en béton armé apporte une amélioration du

comportement de l'ouvrage vis-à-vis de l'érosion et des effets du vieillissement des

ciments.

De ce fait, dans cette étude, nous allons choisir la deuxième option qui

consiste à la construction d’un nouveau barrage en BA au niveau de l’exutoire choisit

du BV. Ce nouveau barrage sera construit en amont de l’ancien barrage.


2013

61

Le seuil utilisé est un seuil semi-mobile constitué d’une partie fixe et d’une

partie batardable servant d’évacuateur de crue.

5.3.2. Choix du site d’implantation

Le choix du site d’implantation d’un barrage dépend surtout des

caractéristiques du lit de la rivière. En effet, on recherche toujours un tronçon d’une

rivière assez rectiligne et aussi des points d’étranglement pour minimiser la longueur

de l’ouvrage. De même, dans la mesure du possible, on essaie de placer le barrage

au niveau d’un seuil rocheux car d’une part ce site procure une meilleure fondation, il

n’y a pas lieu de mettre des parafouilles pour protéger des effets de renards, et

d’autre part, on n’aura pas besoin de construire des murs d’ancrages mais le barrage

est directement ancré dans la roche.

Dans notre cas, le sol de fondation est un sol meuble composé de graviers et

de galets donc il y aura nécessité d’installer des parafouilles amont et aval par contre

la présence des roches sur les rives nous permet de dispenser des murs d’ancrages.

Les caractéristiques du lit de la rivière sont données dans le tableau suivant :

Tableau 28 : Caractéristiques du lit de la rivière Nandronjia

Type du sol de fondation Meuble

Matériaux constituants le sol de fondation Graviers et Galets

Largeur du lit [m] 44

Côte Berge Rive Gauche [m] 140,98

Côte Berge Rive Droite [m] 141,43

Côte du fond de la rivière [m] 135,83

5.3.3. Dimensionnement du barrage seuil

a- Hauteur du seuil

Un barrage seuil est un ouvrage d’art construit en travers d’une rivière dont le

but est de pouvoir surélever le niveau d’eau au droit de cette section pour permettre

le captage de l’eau, surtout en période d’étiage.

La côte du site de notre barrage est élevée par rapport à la côte d’arrivée de

l’eau au niveau de la station de traitement (132 m). De ce fait, l’eau sera acheminée


2013

62

vers cette station par une conduite d’amenée qui fonctionne comme une conduite

forcée. Par conséquent, la hauteur du barrage doit assurer une hauteur d’eau

suffisante qui correspondra à une charge suffisante au-dessus de la conduite pour

obtenir le débit demandé.

Dans notre cas, la hauteur du seuil sera prise donc à 2,50 m.

b- Longueur du seuil

Soit L la longueur du barrage qui est définie par la largeur du lit de la rivière et

est égale à 44 m. Cette longueur L sera décomposée en deux : L1 la longueur de la

partie fixe et L2 la longueur de la partie mobile formée par les passes batardables.

La détermination de ces deux valeurs sera effectuée sous-programme Excel

par le principe de valeur cible. La méthode consiste à la résolution du système

d’équation :

Dans laquelle :

Qn : Débit de crue du projet de fréquence n choisie. Dans notre cas, le barrage sera

dimensionné pour la crue de fréquence décennale Q10= 272,4 [m3/s].

h : Hauteur d’eau au-dessus du seuil fixe. Cette hauteur sera fixée à partir de la

hauteur des berges Hberge, de la revanche R=0,5m, et de la hauteur du barrage hb.

H berge : Différence entre la côte de la berge et la côte du fond de la rivière. Ainsi, on

obtient : = 1,6 [m]

m : Coefficient de débit

En principe, on devra tenir compte de la présence de l’ouvrage de chasse

pour le dimensionnement du seuil déversant (barrage à seuil fixe) ; mais en général

les usagers ne respectent pas les consignes de façon à ce que cet ouvrage devra

être complètement ouvert en cas de crue. Il faudra donc rester dans le cas

défavorable pour le dimensionnement du seuil, c'est-à-dire considérer le barrage tout

entier comme un seuil déversoir. Dans notre cas, le barrage est considéré comme un

déversoir à seuil épais donc m est égal à 0,40.


2013

63

g : accélération de la pesanteur égale à 9,81 [m/s²].

Après calcul sur Excel, les valeurs obtenues pour L1 = 33 [m] et L2 = 11 [m].

Cette valeur de la longueur L2 indique donc le nombre de passe batardable de 1m

suffisant pour évacuer le débit de crue sans risque de rupture de l’ouvrage ni

débordement sur les rives.

c- Fondation

Le sol de fondation au niveau du site du barrage étant un sol meuble, il est

donc indispensable de placer des parafouilles et des pieux pour protéger la fondation

de l’ouvrage.

Les dimensions du radier et des parafouilles sont choisi de telle sorte que la

règle de LANE soit toujours vérifiée au niveau de la fondation.

Ainsi, les dimensions caractéristiques du radier et des parafouilles sont

comme suit :

Tableau 29 : Dimensions caractéristiques du radier et des parafouilles

Radier aval 1,00 [m]

Epaisseur radier 0,50 [m]

Parafouille amont 2,50 [m]

Parafouille aval 1,50 [m]

Source : Annexe 6

La règle de LANE s’écrit comme suit :

lv : La longueur des cheminements verticaux (comptés comme dans la théorie de

BLIGH de haut en bas et de bas en haut)

lh : La longueur des cheminements horizontaux

C' : coefficient dépendant de la nature du sol de fondation, dans notre cas : C’ = 2,5

(graviers et galets)

ΔH : La dénivelée entre le niveau d’eau amont (H amont) et le niveau d’eau aval (H

aval)


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H amont du barrage est donnée par :

h : La lame d’eau au-dessus du barrage est calculée par la formule :

Comme on considère toujours le cas défavorable, Q est le débit de crue du

projet et L la longueur totale du barrage.

H aval est obtenu par le calage hydraulique à partir de la formule de Manning-

Strickler :

K : Coefficient de Strickler dépendant de la rugosité du fond et des berges (K = 40, lit

avec cailloux et rochers)

S : Section du lit de la rivière en fonction de H aval

R : Rayon hydraulique

I : Pente du fond de la rivière

Le calage hydraulique est un programme sous- Excel permettant de déterminer la

hauteur d’eau en ayant le débit du projet, la largeur du lit et la pente du fond.

Le principe du calage hydraulique est la même que la méthode de valeur cible.

Après calcul, on a :

lv = 7,00 [m] , lh = 5,50 [m]

H amont = 4,80 [m] , H aval = 2,70 [m]

lv + (lh/3) = 8,83 > C’ ΔH = 5,24 d’où la règle de LANE est vérifiée.

5.3.4. Etude de la stabilité du barrage

Afin de pouvoir étudier la stabilité de l’ouvrage, on prend toujours le cas le

plus défavorable tel que le barrage tout entier est considéré comme un déversoir à

seuil épais.


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65

Le profil type du barrage sera donné comme la figure ci-dessous :

Figure 1 : Profil type du barrage

Ainsi, les caractéristiques de ce profil type sont :

Tableau 30 : Caractéristiques du profil du barrage

Hauteur seuil (m) 2,50

Largeur crête (m) 2,00

Largeur à la Base (m) 4,50

Talus paroi aval (m/m) 1,00

Radier aval (m) 1,00

Epaisseur radier (m) 0,20

Parafouille amont (m) 2,50

Parafouille aval (m) 1,50

Epaisseur parafouille (m) 0,20

H amont (m) 4,80

H aval (m) 2,70

Hauteur de sédiments (m) 0,25

Angle Frottement interne (°) 25

Source : Annexe 6


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a- La stabilité au glissement

Pour que la stabilité au glissement soit assurée, il faut que :

Avec :

Kg : Coefficient de glissement

P : Poussée de l’eau à l’amont de l’ouvrage

W : Forces verticales dues au poids du barrage

U : Sous-pression

Tg Ф : 0,6 si la fondation est constituée de roche plus tendre.

Après calcul, on trouve Kg = 1,24 donc la condition au glissement est vérifiée.

b- La stabilité au renversement

Le barrage a en général tendance à basculer vers l'aval à cause de la

poussée de l'eau et la sous-pression. Cependant, il faut noter la présence des

sédiments qui sont charrier jusqu’au barrage d’où il faut tenir compte également des

poussées des sédiments. Seul le poids de l'ouvrage agit pour le stabiliser. Dans ce

cas, l'ouvrage doit être suffisamment lourd et la base suffisamment grande pour que

la résultante du poids et des poussées passe à l'intérieur du tiers central de la

fondation.

La stabilité de l'ouvrage sera obtenue lorsque la somme des moments des

forces tendant à le faire basculer autour du point de rotation est inférieure à la

somme des moments des forces tendant à le stabiliser avec un coefficient de

sécurité comprise entre 1,5 et 2.

Le barrage est stable au renversement.


2013

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c- La stabilité à la flottaison

La condition de non flottaison est vérifiée si le rapport "poids du barrage + surcharge"

par la sous-pression est supérieure à 1,1.

Dans laquelle :

W : Forces verticales dues au poids du barrage

Sc : Forces verticales dues à la surcharge provoquée par le poids de l’eau sur le

radier

U : Sous-pression

On trouve après calcul, Kf = 3,62 > 1,1

Le barrage est donc stable à la flottaison.

d- La stabilité élastique ou condition de non poinçonnement de la fondation

La vérification de la stabilité élastique consiste à calculer les contraintes à la

base et dans le corps de l’ouvrage. La condition de non poinçonnement est vérifiée si

la contrainte sur le sol de fondation est admissible :

Le σsol est égale à 40 [T/m2] pour notre cas (nature du sol en galets et

graviers).

La contrainte sur le sol de fondation peut être calculée par la méthode

classique de la résistance des matériaux telle que :

Dans cette expression, par convention, les contraintes de traction porteront

des signes négatifs et les contraintes de compression des signes positifs. Avec :

M : Moments de toutes les forces appliquées par rapport au centre de la base

du radier G.

.


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S : Section droite de la pièce fléchie, en l’occurrence, il s’agit de la surface de

contact radier fondation. (S=bx1m avec b c’est la base de fondation) ;

I : moment d'inertie rapport à l'axe passant par le centre de gravité de la

section du radier

v : distance maximale de l'axe neutre,

N : Somme des efforts normaux à la section, soit N=W-U

Dans notre cas, les résultats de la stabilité élastique sont donnés dans le tableau :

Tableau 31 : Résultat de calcul de la stabilité élastique

Moment % à G [kg.m] 7554

ΣN [kg] 18463

v [m] 2,75

Moment d'inertie [m4] 13,86

Section [m2] 5,50

σ max [T/m2] 4,86

σ s [T/m2] 40

Source : Annexe 6

Ce tableau montre que la stabilité élastique de l’ouvrage est respectée. On

peut dire alors que les dimensions choisies pour le barrage sont correctes.

e- Vérification de la règle du tiers central

La règle du tiers central définie que le point d’application de toutes les forces

appliquées à l’ouvrage doit passer à l’intérieur du tiers central de sa base. Ce point

est distant du centre de gravité de la base de l’ouvrage par une valeur « e » appelée

excentricité.

En un point situé à une distance y de G la valeur de la contrainte normale est

donnée par la formule suivante :

M : Moment fléchissant de N par rapport à l’axe passant par le centre de

gravité G. (M=N*e) où e est l’excentricité : M = 7554 [Kgm] = 7,55 [Tm]

S est la section de base de l’ouvrage : S=bx1m avec b = 4,50 [m]


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69

I est le moment d’inertie de la section S par rapport à un axe horizontal,

perpendiculaire à la base et passant par G : = 13, 86 [m4];

v est la distance séparant l’axe du moment d’inertie passant par G jusqu’à la

fibre la plus tendue (et la plus comprimée) :

N : effort normal : N=W-U=W=18 464 [Kg] = 18,46 [T]

Après calcul, on a :

La relation entre le moment fléchissant M et l’effort normal N telle que : M = N *e

permet d’obtenir la formule de l’excentricité e :

La règle du tiers central est vérifiée si l’excentricité e est inférieure à la un

sixième de la base ( c'est-à-dire que la résultante des forces appliquées doit

couper la base de l’ouvrage dans la zone correspond au tiers central.

D’où

= 0,14 [m]

= 0,75 [m]

Donc La règle du tiers central est vérifiée.

5.3.5. Dimension du bassin de dissipation

En passant par le seuil qui est une section critique, l’écoulement de l’eau

devient torrentiel et provoque un ressaut à l’aval du barrage. Ainsi, pour éviter

l’érosion au niveau du lit de la rivière et à l’aval immédiat de l’ouvrage, on construit

un bassin de dissipation pour dissiper l’énergie du ressaut.


2013

70

Les caractéristiques du bassin sont données dans le tableau suivant (les

détails de calcul sont représentés en annexe 6) :

Tableau 32 : Caractéristiques du bassin de dissipation

Puissance fournie [CV] 7623,76

Volume bassin [m3] 1524,75

Longueur bassin [m] 6,4

Longueur enrochement [m] 5,4

Vitesse de l’eau en aval [m/s] 2,86

P50 [kg] 227

D50 [m] 0,56

Epaisseur couche Enrochement [m] 0,89

Source : Annexe 6

5.3.6. Chambre de captage

La chambre de captage sera constituée par deux compartiments, en béton

armé, placée en rive gauche et accolée au barrage.

Le premier compartiment est équipé d’un système de dégrillage et de

matériaux filtrants composés de galets de diamètre 50 à 100 mm qui servira à filtrer

les corps en suspension emportés par l’eau et éviter leur pénétration dans la

conduite.

Le deuxième compartiment ou chambre de prise, servira à remplir la conduite

d’amenée et à maintenir la charge nécessaire à la prise.

Le système de vidange sera branché sur la conduite d’adduction, en aval du

barrage, pour entretenir la chambre de captage.

Tableau 33 : Dimensions de la chambre de mise en charge

Caractéristiques Premier compartiment Deuxième compartiment

Longueur [m] 1,00 1,00

Largeur [m] 1,50 1,00

Hauteur totale [m] 2,50 2,50


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71

5.3.7. Conduite d’amenée

La conduite d’amenée d’eau brute sera en PVC DN 250/ PN 10 sur une

longueur totale de 5 446 m jusqu’à la nouvelle station de traitement

d’Androfiamadinika.

On installera 7 ventouses afin de chasser l’air emmagasiné aux points hauts

ainsi et 9 vidanges aux points bas pour l’entretien de la conduite.

5.4. Station de traitement

La réhabilitation du système d’adduction en eau potable de la ville de

Maevatanana conduit à l’exploitation d’une nouvelle ressource qui est l’eau de la

rivière Nandronjia. La station de traitement à construire sera définie en fonction de

l’analyse complète de l’eau à capter. L’emplacement de cette nouvelle station sera

choisi en fonction du site du réservoir pour réduire la longueur de refoulement. Il sera

placé dans le quartier d’Androfiamadinika à la cote topographique 132 m.

En général, le traitement d’une eau de surface doit déjà être composée de :

Pré-traitement : constituée essentiellement d’un système de

dégrillage, d’un dessableur et selon le cas d’un système de pré-chloration,

débourbage et déshuilage.

Traitement physico-chimique : constitué des étapes de

coagulation, floculation, décantation et de filtration pour obtenir ainsi une eau

claire.

Traitement bactériologique : utilisée pour l’élimination de toutes

formes de vie (Bactéries, virus, micro-organismes pathogènes) présentes

dans l’eau à traiter.

Neutralisation : pour l’ajustement du pH de l’eau.

Comme notre étude n’est encore qu’en phase d’APS (Avant-Projet Sommaire)

et en tenant compte de la non disponibilité des données d’analyse de l’eau de la

rivière Nandronjia, faute de matériels sur le terrain, nous ne pourrons dimensionner

correctement les ouvrages de traitement qui seront utile pour rendre cette eau

potable.


2013

72

5.5. Le stockage

Le réservoir est ouvrage qui joue un rôle important dans l’adduction en eau

potable car non seulement, il permet d’accumuler ou stocker le débit d’eau qui arrive

mais aussi satisfait les besoins en eau de la population au cours de la journée. De

même, c’est aussi un régulateur de débit.

Ainsi, à cet effet, il doit être construit en matériaux durables afin de résister à

l’usure et aux éventuelles poussées dues à l’eau. Ils peuvent donc être réalisés selon

le cas, en maçonnerie ou en acier pour de petites capacités, de nos jours on voit de

plus en plus des réservoirs construits en béton armé ou en béton précontraint.

Comme l’eau stockée est une eau destinée à l’alimentation humaine, le

réservoir doit être protégé de toutes sources de pollution telles les eaux d’infiltrations

souterraines, les poussières, la pluie, etc... On prévoit également un « trou

d’homme » pour y accéder et faciliter le nettoyage.

5.5.1. Forme

La plupart du temps, les petits réservoirs se font carrés ou rectangulaires,

mais la forme circulaire est moins coûteuse et présente l’avantage d’avoir une

pression uniformément répartie sur les parois. Et lorsque les moyens d’exécution le

permettent, on réalise des réservoirs de forme tronconiques ou cylindro-tronconique

à la place des réservoirs de grand volume.

5.5.2. Emplacement

En général, l’emplacement du réservoir dépend notamment de la topographie

de la zone d’étude.

Dans la mesure du possible, il devra aussi être implanté au niveau de la cote

la plus élevée de la commune à desservir ce qui permettra une distribution facile par

gravité. C’est ainsi que nous avons choisi le site de ce nouveau réservoir dans le

quartier d’Androfiamadinika qui se trouve à la côte 133,44 m. C’est le quartier le plus

élevé de la ville et la plus proche de la source.


2013

73

5.5.3. Choix du type de réservoir

Il existe 3 types de réservoir :

Réservoir enterré

Réservoir semi-enterré

Réservoir sur tour (Château d’eau)

Le choix du type de réservoir est basé sur des critères d’ordre technique et

financière. Cependant, les réservoirs au sol présentent les avantages suivant par

rapport au château d’eau:

-Economie sur les frais de construction

-Etude architecturale très simplifiée et moins sujette à des critiques

-Etanchéité plus facile à réaliser

-Accessibilité plus facile pour l’entretien

Malgré ces privilèges, la présence des quartiers trop éloignés nous a incités à

utiliser un réservoir surélevé pour régler les problèmes de pression dans la zone à

desservir.

5.5.4. Accessoires pour le réservoir

Les équipements associés à ce nouveau château d’eau sont :

Un regard de dimension 0,80 x 0,80 [m] contenant les vannes de contrôle des

débits de distribution et celle de vidange ;

Une conduite de trop plein en PVC DN 90;

Une conduite de vidange;

Une conduite de distribution PVC DN 200 ;

Une conduite d’arrivée d’eau dans le réservoir PVC DN 200 ;

Une échelle métallique extérieure de longueur 12 m environ ;

Un trou d’homme de 1,00 x 1,00 [m]


2013

74

Pour l’actuel réservoir semi-enterré, les travaux de réhabilitation à effectuer

sont la remise en état de la coupole de couverture et la réfection des enduits

étanches à l’intérieur ainsi que la peinture pour la partie extérieur et les accessoires

hydrauliques.

5.5.5. Capacité théorique

Pour le cas des adductions d’eau continues, en tenant compte du volume

d’eau arrivant et sortant du réservoir, la capacité théorique de ce dernier est donnée

par la formule :

(Source : Hydraulique Urbaine, A. Dupont, Tome II : Ouvrages de transport-Elévation

et distribution des eaux)

Avec : V : Capacité théorique du réservoir [m3]

X = C/24 : Débit horaire moyen de consommation [m3/h]

C : Consommation totale sur 24h [m3/j]

5.5.6. Dimensionnement du réservoir

Le nouveau réservoir d’Androfiamadinika fonctionnera simultanément avec

l’ancien réservoir de Morafenokely pour couvrir tous les besoins en eau de la

population de Maevatanana.

Il sera surélevé de 4 m au-dessus du sol pour régler les éventuels problèmes

de pressions et faciliter la distribution par gravité car en effet, la ville de Maevatanana

est composée de zone basse et de zone haute dont les dénivellations sont quelques

peu conséquents. La cote du radier est de 137,59 m.

Les calculs de vérification de la stabilité ont permis de déterminer les valeurs

de dimensionnement de chaque élément du réservoir résumées dans le tableau ci-

dessous. Les calculs détaillés et l’étude de stabilité sont représentés en annexe 7 :


2013

75

Tableau 34 : Dimensions du réservoir

Volume du réservoir [m3] 475

Diamètre intérieur du réservoir [m] 11,00

Hauteur utile de l’eau [m] 5,00

Epaisseur de la cuve [m] 0,10

Epaisseur de la coupole [m] 0,12

Flèche de la coupole [m] 1,15

Epaisseur du radier [m] 0,15

Hauteur des piles [m] 4,00

Dimensions des piles [m2] 0,30 x 0,30

Dimension entretoise [m2] 0,40 x 0,30

Longueur entretoise [m] 22,00

Semelle de fondation [m2] 2,00 x 2,00

Source : Annexe 7

5.5.7. Etude de stabilité du réservoir sur tour

a- Stabilité au renversement

Comme le réservoir est un réservoir surélevé, les forces qui tendent à

bousculer l’ouvrage sont surtout les forces du vent. Ainsi, pour déterminer la stabilité

au renversement, il faut déterminer ces efforts dus au vent.

La pression du vent agissant sur les ouvrages dans la Région Betsiboka est

d’environ Pv = 250 Kg/m2 (source : Règle pour constructions para-cycloniques,

Météorologie Nationale)


2013

76

Tableau 35 : Calcul du moment de renversement dû au vent

Surface

exposée s [m2]

Forces de pression : Pv x

s [Kg]

Bras de levier par rapport à

l’axe au sol [m]

Moment de renversement

Mr [Kgm]

Coupole 8,54 2135,6 12,725 27175,51

Cuve 60,48 15120 9,65 145908,00

Radier 2,87 718,75 7,025 5049,22

Piliers 14,82 3705 2 4560

Entretoise 3,00 750 2 1500

ΣMr = 184192,72 [Kgm]

Ce moment de renversement total sera pondéré d’un coefficient 5/3 car on considère

que le réservoir est vide et que le vent est maximale.

Soit alors, Mr’ = 5/3 x ΣMr = 306987,88 [Kgm]

Comme tous les efforts dus au poids de l’ouvrage sont transmis aux semelles par

l’intermédiaire des piliers, le bras de levier sera d’/2 (d’ : distance entre axe piliers).

Ms = Ptotale x d’/2

Ms=587444,2 [Kgm]

D’où L’ouvrage est stable au renversement.

b- Contrainte du sol

Cette étape de calcul est indispensable car elle permet de voir si le sol support

sera apte ou non à soutenir tout l’ouvrage que ce soit lors de sa conception ou lors

de son utilisation à long terme. De ce fait, pour le calcul, il faut tenir compte de toutes

les charges mises en jeu pour obtenir la contrainte du sol. Cette contraint est

obtenue par :

On sait que le réservoir est porté par 6 piliers en BA donc la charge toute

entière est transmise aux 6 semelles de fondation. Cette charge totale est la somme

des poids du réservoir vide, des piliers, de l’entretoise et de l’eau.


2013

77

Pour le calcul de la contrainte, on considère une seule semelle donc la charge

supportée par cette semelle est le 1/6 de la charge totale.

Soit P totale = 631301,44 [Kg],

P (01 semelle)= 105216,9 [Kg]

D’où σsol = 2,6 [Kg/cm2] σsol < σ adm sol = 4 [Kg/cm2]

On peut en conclure que le sol est apte à pouvoir supporter tout l’ouvrage et les

dimensions choisies sont acceptables.

5.5.8. Conduite de refoulement

Le pompage d’eau traitée vers le nouveau château d’eau se fera avec une

pompe de surface de puissance 2 kW ayant un débit de 50 m3/h, pour une HMT =

15 m.

5.6. Réseau de distribution

Le réseau de distribution est un ensemble de canalisation qui assure le

transport de l’eau accumulée dans le réservoir vers les foyers et les points d’eau

publics. De ce fait, il devra être conçu de façon à pouvoir véhiculer en toute sécurité

le débit de pointe journalier. Ainsi, cela implique le bon choix du diamètre des

conduites à utiliser tout en s’assurant une vitesse d’écoulement convenable et une

pression compatible à la limite avec la hauteur des immeubles à desservir.

En général, un réseau contient également quelques accessoires comme les

vannes, les ventouses, les vidanges, les surpresseurs, les réducteurs de pressions

ou brise charge et les compteurs.

5.6.1. Choix du type des tuyaux utilisés

La gamme des tuyaux présente sur le marché actuellement est très large

notamment sur la nature de la matière de fabrication. Ce sont :

Les tuyaux métalliques (en Fonte, en Acier galvanisé)

Les tuyaux en ciment (Béton Armé, Béton précontraint, Amiante ciment)

Les tuyaux plastiques (PVC : Polyvinyle chlorure et PEHD : Polyéthylène

Haute Densité)


2013

78

Le choix du type de tuyaux à utiliser dépend surtout des avantages que peut

offrir chacun. En général, il est question de caractéristiques techniques et

d’importances économiques. En effet, les conduites en aciers sont fortement

recommandées dans le cas où la conduite pourrait être à ciel ouvert ou aussi lors de

passage sous pont. Concernant ceux en ciment, ils sont utilisés pour les besoins de

conduites à gros diamètre. Cependant, ces deux types de tuyaux ont un coût

économique plus conséquent par rapport au PVC et PEHD qui sont non seulement à

faible prix sur le marché mais aussi sont reconnus pour leur facilité d’utilisation, leur

légèreté, leur flexibilité et enfin leur résistance face à la corrosion.

Dans notre cas, on utilisera ainsi les tuyaux PVC pour les conduites de

refoulement et les canalisations principales et les tuyaux PEHD pour les

canalisations secondaires et les branchements vers les abonnés dans l’extension du

réseau. Pour le réseau existant, on remplacera toutes les conduites en Fonte par des

tuyaux PVC.

5.6.2. Tracé du réseau

En général, le mode de distribution de l’eau potable dans les communes peut

être classé comme suit :

Réseau ramifié

Ce type de réseau est utilisé en zone de faible et moyenne densité

humaine. Les caractéristiques de ce réseau telles que les conduites ne

comportent pas d’alimentation en retour, le débit n’est pas régulier et surtout en

cas d’intervention sur le réseau, l’arrêt complet de la distribution en aval est

nécessaire (Figure 2, gauche). Cependant, le coût économique de son installation

s’avère faible.


2013

79

Réseau maillé

Pour les grandes agglomérations et les zones de forte densité humaine, le

réseau maillé est le plus adéquat car l’eau circule dans les deux sens de la

canalisation et la régularité du débit est constante. De plus en cas de panne dans le

réseau, l’arrêt est localisé et peut être restauré sans pour autant priver les autres

abonnés (Figure, droite). Le seul inconvénient de ce type de réseau est le coût de

l’installation élevé.

Figure 2 : Réseaux ramifiés (1) et maillés (2)

Pour le tracé du réseau proprement dit, il faut faire en sorte que les réseaux

suivent le tracé des routes existantes ou, à défaut, traversent les terrains du domaine

public.

Concernant la pose des conduites, il est préférable d’exécuter des fouilles de

hauteur variant de 0,60 m à 1,20 m et une largeur de 0,60 m pour faciliter la pose

des accessoires tels que les joints, les vannes et aussi pour faciliter les travaux

d’entretien et de réparation ultérieure.

Les matériaux utilisés lors de la pose des conduites également dépendent

notamment de la surcharge à laquelle la canalisation pourra subir par exemple dans

le cas d’une traversée d’une route ou piste importante. En général, le fond de fouille

est toujours muni d’un lit de pose de 0,10 m à 0,20 m d’épaisseur, bien pilonnée et

bien nivelé.

(1) (2)


2013

80

5.6.3. Équipements des réseaux

Pour la sécurité de l’exploitation, on installera des ventouses au niveau des

points hauts pour permettre le libre écoulement de l’eau et d’autre part des vannes

de vidanges pour la purge des points bas de la canalisation. Les bornes fontaines

mises en place assument en partie les fonctions assignées aux ventouses dans

l’optimisation du fonctionnement du réseau.

Les équipements de raccords et de fixation dépendent des caractéristiques

des canalisations (nature de la canalisation, pression de service, nature de fouille) :

tés égaux, coudes, réductions…

5.6.4. Dimensionnement des conduites

a- Vitesse

La vitesse de l’eau acceptable dans les conduites est de l’ordre de 0,4 à 1,7

m/s. En effet, une vitesse trop faible pourrait entraîner l’obturation des conduites à

cause de la formation de dépôts et de même une vitesse trop forte pourrait perturber

l’installation telle que le coup de bélier.

Après avoir choisi un diamètre de tuyaux, la vitesse dans celui-ci se calcule

par la formule :

Avec :

V : Vitesse d’écoulement dans la conduite [m/s]

Q : Débit à transiter [m3/s]

D : Diamètre intérieur de la conduite [m]

b- Perte de charge

Dans les conduites, il existe 2 types de pertes de charge :

Perte de charge linéaire

Perte de charge singulière


2013

81

c- Perte de charge linéaire

La perte de charge linéaire est la quantité d’énergie produite tout le long de la

conduite. Pour son évaluation, il existe de nombreuses formules qui ont été établis

mais la plus utilisée reste la formule de Darcy-Weisbach :

j : Perte de charge unitaire [m/m]

Q : Débit de l’écoulement [m3/s]


λ : Coefficient de perte de charge

g : Accélération de la pesanteur [m/s²]

La détermination de λ peut se faire soit avec le Diagramme de Moody soit à

l’aide de différentes formules empiriques qui dépendent surtout du régime

d’écoulement. Cependant, la plus utilisée est la formule de Colebrook telle que :

(Source : Mécanique Expérimentale des Fluides, R.Comolet, Tome II)

λ : Coefficient de perte de charge

k : Coefficient de rugosité de la paroi interne de la conduite


𝓡e : Nombre de Reynolds

V : Vitesse de l’écoulement [m/s]

𝓥 : Viscosité cinématique du fluide [m2/s]

Dans notre étude, la perte de charge unitaire pour les tuyaux PVC et PEHD

sera calculée par la formule suivante :

(Source : Pont à Mousson, Canalisation P 131)


2013

82

Après avoir calculé la perte de charge unitaire dans la conduite, la perte

de charge linéaire totale est obtenue par la formule :

J : Perte de charge linéaire [m]

j : Perte de charge unitaire [m/m]

L : Longueur de la conduite

d- Perte de charge singulière

La perte de charge singulière est due à la présence des singularités tels les

changements brusques de direction, le rétrécissement de la canalisation, les Té, les

vannes, les coudes. Elle est calculée à partir de la formule :

k : Coefficient de perte de charge singulière

V : Vitesse de l’écoulement (m/s]

g : Accélération de la pesanteur [m/s²]

En général, la valeur de cette perte de charge singulière est souvent très

faible voire négligeable. Ainsi, dans notre cas, on l’estimera à 10 % de la perte de

charge linéaire.

e- Pression

Pour assurer une bonne tenue des conduites et assurer l’arrivée de l’eau à

distribuer vers les ménages, la pression minimale admissible est de 0,3 bar ou 3 m

de colonne d’eau]. La limite maximale est définie par la pression nominale supportée

par la conduite utilisée.

La pression au sol dans le réseau de d’adduction d’eau potable est donnée

par :

Pression au sol [m] = Hauteur piézométrique [m] – Côte au sol [m]


2013

83

Chapitre 6 : INTRODUCTION SUR LE LOGICIEL EPANET 2.0 ET SIMULATION

HYDRAULIQUE DU RESEAU

6.1. Présentation

EPANET 2.0 a été développé par la division de ressources et de l’alimentation

en eau du Laboratoire National pour l’Investigation sur la gestion de risques, de

l’Agence d’ Environnement des Etats-Unis (US Environnemental Protection Agency)

suite à un congrès qui visait à protéger les ressources naturelles du pays et à mieux

appréhender les écoulements et les transformations de l’eau dans un réseau

d’adduction d’eau potable.

En effet, c’est un logiciel de modélisation qui permet de simuler et de

reproduire artificiellement un réseau afin d’étudier les comportements hydrauliques et

qualitatifs de l’eau circulant à travers ce réseau sous pression pendant une longue

durée.

Dans le logiciel, ce réseau en question est un ensemble de canalisation reliant

des nœuds entre eux ou avec d’autres organes tels que les réservoirs, les pompes,

les bâches et les vannes.

EPANET permet de calculer automatiquement la pression au niveau de

chaque nœud, la vitesse dans les conduites ainsi que le niveau d’eau dans le

réservoir à n’importe quel moment de la journée. Il permet également de simuler le

taux de concentration en chlore résiduel arrivant jusqu’aux consommateurs. De ce

fait, on pourra obtenir le meilleur dimensionnement possible du réseau de distribution

d’eau potable.

En résumé, le logiciel présente tous les outils pour remplir les objectifs suivants :

Régulation des pressions dans le réseau

Détection des zones de fonctionnement déficitaire

Dimensionnement de réseaux : calibrage du diamètre des conduites, meilleur

choix et emplacement de pompe et des vannes.

Amélioration de la gestion des équipements en eau


2013

84

De plus, 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 ;

Planifier l’entretien et le remplacement de certaines canalisations

Après la simulation hydraulique, EPANET affichera les résultats sous plusieurs

formats tels que :

Des cartes avec des codes couleurs

Des tableaux

Des graphiques

6.2. Interface du Logiciel

Après le lancement du logiciel, une interface s’affiche sur l’écran comme sur la

figure indiquée ci-dessous :

Figure 3 : Interface du logiciel

Barre de

menu u

Barre d’Etat

Espace de travail

Barre d’outils Fenêtre de navigation


2013

85

Les éléments de base de cette interface de l’EPANET sont :

La barre de menu

La barre d’outils

La barre d’état

L’espace de travail

La fenêtre de navigation

6.3. Les composantes d’EPANET 2.0

Les éléments utilisés dans le logiciel sont de deux sortes :

Les composantes physiques

Les composantes non physiques

6.3.1. Les composantes physiques

a- Les nœuds de demande :

Ce sont des points du réseau où les arcs (tuyaux) se rejoignent. Ils servent

d’entrée ou de sortie d’eau venant des canalisations donc peuvent représenter des

bornes fontaines en bout de réseau.

Les données d’entrée minimale exigée pour les nœuds de demande sont :

L’altitude ou côte à partir d’un plan de référence (en général, on prend le

niveau de la mer)

La demande en eau ou besoin au niveau du nœud

La qualité initiale de l’eau

Les résultats calculés aux nœuds de demande à chaque intervalle de temps d’une

simulation sont :

La charge hydraulique (Hauteur piézométrique) : Energie interne par poids

spécifique du fluide ou bien somme de l’altitude avec la hauteur de pression.

Cette définition de la charge est différente de celle utilisée en hydraulique


2013

86

urbaine qui prend en compte le facteur de vitesse de l’eau sous forme

d’énergie cinétique.

La pression au sol

La qualité de l’eau obtenue

Les nœuds de demande peuvent également avoir des variations de demande

dans le temps (présence de besoin de pointe) mais aussi des demandes négatifs, ce

qui indiquerait que l’eau entre dans le réseau à ces points.

b- Les réservoirs

Le réservoir est considéré comme un nœud avec une capacité de stockage

car en effet, il y a de l’eau qui entre (venant de la source) et qui sort (vers la

distribution). Le volume d’eau dans le réservoir varie en fonction du temps.

Les données de base à entrer dans le logiciel pour les réservoirs sont :

L’altitude du radier (où le niveau d’eau est zéro)

Le diamètre (ou sa forme s’il n’est pas cylindrique)

Le niveau initial et niveau maximal de l’eau


Les principaux éléments calculés dans la simulation sont les suivantes :

La charge dans le réservoir (altitude de la surface libre de l’eau)

La pression (niveau de l’eau)

La qualité de l’eau

c- Les bâches

Les bâches infinies sont des nœuds représentant une source externe de

capacité infinie. De ce fait, elles sont utilisées pour modéliser les sources telles que

les rivières, les lacs, les couches aquifères souterraines.


2013

87

Les données d’entrée de base pour la bâche sont :

La charge totale qui est égale au niveau de la surface de l’eau pour le

cas des sources gravitaires et correspond à l’altitude du point d’aspiration pour le

pompage.


d- Les tuyaux

Les tuyaux sont des arcs qui transportent l’eau d’un nœud vers un autre. Le

logiciel EPANET 2.0 considère que tous les tuyaux sont pleins à tout instant.

Les données de base utile pour les tuyaux sont :

Les nœuds initial et final

Le diamètre

La longueur

La rugosité des parois

Etat de l’arc (ouvert, fermé ou avec un clapet anti-retour)

La rugosité des parois des canalisations pourra être choisie selon le type de

matériaux pour la fabrication des tuyaux utilisés comme dans le tableau ci-dessous :

Tableau 36 : Valeurs des rugosités des conduites utilisées dans EPANET 2.0

Type de tuyaux Coefficient de rugosité

Galva 0,15

Fonte 0,25

Béton 0,3 à 3

Plastique 0,015

Céramique 0,03

Les données des qualités de l’eau pour les tuyaux sont :

Coefficient de réaction dans la masse d’eau

Coefficient de réaction aux parois


2013

88

Les valeurs obtenues dans les tuyaux après la simulation sont :

La vitesse de l’écoulement

Le débit

La perte de charge

Qualité moyenne de l’eau

e- Les pompes

Les pompes sont des arcs utilisés pour refouler l’eau à une certaine hauteur

voulue. Les principaux paramètres d’entrées sont :

Les nœuds d’aspiration et de décharge

La courbe caractéristique

La courbe caractéristique d’une pompe est tracée automatiquement par

EPANET après avoir entré dans le logiciel le débit de pompage ainsi que le HMT. En

effet, EPANET suppose que la charge à débit nul est égale à 133% de la charge

nominale (c’est le point de barbotage ou à vanne fermé), et qu’à la charge nulle, le

débit sera égale au double du débit nominal. C’est pourquoi il arrive à construire une

courbe à partir d’un point unique. La figure suivante montre l’éditeur de courbe

caractéristique d’une pompe.


2013

89

Figure 4 : Editeur de courbe caractéristique d’une pompe

f- Les vannes

Ce sont des arcs qui limitent la pression ou le débit en un point précis du réseau. Les

données d’entrée sont les suivantes :

Les nœuds d’entrée et de sortie

Le diamètre

La consigne de fonctionnement

L’état de la vanne

Les valeurs calculées pour les vannes sont :

Le débit

La perte de charge hydraulique


2013

90

Les différents types de vannes présentes dans EPANET sont :

Vanne stabilisatrice aval

Vanne stabilisatrice amont

Vanne brise charge ou réducteur de pression

Vanne régulatrice de débit

Vanne diaphragme

Vanne d’usage générale

6.3.2. Les composantes non physiques

Les composantes non-physique sous EPANET sont formées par l’ensemble des

courbes telles que :

Les courbes caractéristiques

Les courbes de rendement

Ces deux premières courbes sont assignées à la pompe.

La courbe de volume qui est propre au réservoir

Les courbes de pertes de charge pour les vannes

La courbe de modulation

La courbe de modulation est un ensemble de multiplicateurs qui peuvent être

appliqué à une valeur de base pour lui permettre d’évoluer au cours du temps. On

peut assigner les courbes de modulation à la demande d’un nœud, au niveau d’une

bâche, à la vitesse de rotation d’une pompe, à la qualité de l’eau dans une source et

au prix de l’énergie.

L’intervalle de temps utilisé pour chacune des courbes de modulation à la

même valeur fixe. Durant cette période, la valeur du paramètre ne change pas, elle

reste égale au produit de sa valeur nominale avec le multiplicateur de la courbe de

modulation pour cette période de temps.


2013

91

Figure 5 : Editeur de courbes de modulation

6.4. Principe de calcul dans EPANET 2.0

6.4.1. Loi de base du calcul

Afin de pouvoir effectuer la simulation, EPANET 2.0 utilise la loi des nœuds et

aussi la loi des mailles comme base pour tous les calculs dans le réseau.

La loi des nœuds est basée sur le principe de l’équilibre des débits tel que la

somme algébrique des débits entrant et sortant doit être nulle. Concernant la loi des

mailles, la différence de charge ΔH (égale à la somme de la pression et de la côte au

sol du point considéré) entre deux nœuds est égale à la perte de charge entre ces

deux nœuds.

Cependant, pour pouvoir obtenir les charges et les débits pour chaque nœud

et chaque tronçon, il est indispensable de connaître préalablement certains débits et

certaines charges. Ces charges connues à l’avance sont des charges qui peuvent

être fixées comme ceux des réservoirs et des bâches qui imposent la charge de

départ et permettra par la suite le calcul de la charge au niveau de chaque nœud. De

même, les débits connus à l’avance sont les débits fixés au niveau des nœuds de

demande.


2013

92

Enfin, l’écoulement de l’eau dans le réseau se fera à partir du nœud ayant la

charge la plus élevée vers le nœud ayant un potentiel de charge moins important.

6.4.2. Les formules utilisées par le logiciel pour le calcul des pertes de

charges

a- Les pertes de charge linéaire

Pour le calcul des pertes de charge linéaire, le logiciel utilise trois formules

différentes qui sont :

La formule de Hazen-William

La formule de Darcy-Weisbach

La formule de Chézy Manning

Ces trois formules sont tous basés sur l’équation suivante :

Avec :

hL : perte de charge en unité de longueur [m]

q : débit [m3/s]

A : coefficient de résistance

B : exposant du débit

Les coefficients A et B varient en fonction de la formule utilisée telle que :

Hazen-William

Darcy-Weisbach

Chezy Manning


2013

93

q : Débit dans le tronçon [m3/s]

d : Diamètre du tuyau [mm]

L : Longueur de la conduite [m]

f : Facteur de friction de Darcy-Weisbach

ε : Coefficient de rugosité de Darcy-Weisbach

C: Coefficient de rugosité de Hazen-William

n : Coefficient de rugosité de Chezy Manning

La formule de Hazen-William est la formule de perte de charge la plus utilisée

aux Etats-Unis. Cependant, elle n’est applicable que pour l’eau et a été développé

pour les écoulements turbulents.

La formule de Chezy Manning est généralement utilisée pour les canaux

découverts et de gros diamètre.

Dans notre cas, nous utiliserons la formule de Darcy-Weisbach qui est

théoriquement la plus correcte et de plus s’applique à tous les régimes d’écoulement

et à tous les liquides.

b- Les pertes de charge singulière

Les pertes de charge singulière représentent la présence ponctuelle d’un

obstacle à l’écoulement (vanne partiellement ou totalement ouvert, té, coude,

élargissement brusque, rétrécissement, etc). La formule utilisée est la suivante :

Avec :

k : Coefficient de perte de charge singulière

V : Vitesse d’écoulement [m/s]

g : Accélération de la pesanteur [m/s2]


2013

94

A titre d’exemple, on pourra donner les quelques valeurs de coefficient de pertes de

charge singulière dans le tableau suivant :

Tableau 37 : Les valeurs du coefficient de perte de charge singulière pour

quelques obstacles

Accessoire k

Vanne à boule, entièrement ouverte 10

Vanne à angle, entièrement ouverte 5

Clapet anti-retour à battant, entièrement ouvert 2,5

Vanne entièrement ouverte 0,2

Coude de petit rayon 0,9

Coude de rayon moyen 0,8

Coude grand rayon 0,6

Coude 45° 0,4

Coude 180° 2,2

Té standard flux droit 0,6

Té standard flux dévié 1,8

Entrée brusque 0,5

Sortie brusque 1

Source : Manuel d’hydraulique Générale, LENCASTRE

6.5. Simulation hydraulique du réseau d’AEP de Maeavatanana

6.5.1. Principe

Dans notre étude, la simulation que nous effectuerons consistera à vérifier et

à ajuster le dimensionnement du réseau qui a été calculé auparavant.

La simulation est effectuée pour une durée de 24h pendant laquelle le

système sera soumis au rythme de demande journalière de la population.

6.5.2. Résultats

Après la simulation, on peut obtenir les résultats des vitesses calculées dans

les tronçons et ainsi que la pression au niveau de chaque nœud de demande. Ces

résultats sont présentés sous différent format tels que le format texte et le format

graphique.

Le résultat sous forme de texte est donné en annexe tandis que le résultat

graphique est comme suit :


2013

95

Figure 6 : Résultats de la simulation dans le réseau 1 à 13h00


2013

96

Figure 7 : Extrait de résultats de la simulation dans le réseau 2 à 12h00

Sur ces deux figures, on a le tracé des deux réseaux à savoir l’extension

venant du nouveau réservoir d’Androfiamadinika (Figure 7) et l’ancien réseau


2013

97

renouvelé (Figure 6). On voit également des points en couleur qui représentent les

nœuds de demande. Au fur et-à-mesure que le temps de simulation défile, la couleur

des nœuds de demande ainsi que des conduites varient selon la valeur de la

pression au nœud et la vitesse ou le débit dans les tuyaux.

Echelle de couleur pour la pression

6.5.3. Interprétations

D’après le rapport complet de la simulation hydraulique du comportement du

réseau d’adduction d’eau potable de la ville de Maevatanana pendant une journée,

on tire les observations suivantes :

La vitesse de l’eau dans les conduites de distribution dans les deux

réseaux ne dépasse pas 1,50 m/s, ce qui montre que l’eau n’est pas gaspillée lors de

l’ouverture des robinets; mais avec les différents coefficients de la courbe de

modulation qui correspondent à la variation de consommation journalière de la

population, il existe des vitesses en dessous de 0,40 m/s et même avoisinant 0

surtout vers 0h00. Cela expose les tuyaux aux risques de dépôts de particules fines.

La pression au niveau des nœuds sont convenable pour la totalité du

réseau de distribution. En effet, durant les heures de pointe, notamment vers 12h00,

la pression au sol pour chaque point de prélèvement (bornes fontaines) est

supérieure à 1 Bar. On peut dire donc que l’eau arrive bien au niveau de chaque BF.

Vers minuit, plus personne ne puise de l’eau. Par conséquent, la

pression au niveau des nœuds est très élevée et peut atteindre jusqu’à 8 Bar surtout

dans les conduites allant vers Anosikely Avaratra, Anosikely Atsimo et Antanambao.

Ainsi, il est préférable d’utiliser dans ces tracés des tuyaux PEHD. Une autre variante

qu’on a appliquée est la mise en place de 3 vannes réductrices de pression entre les

nœuds 87 – 88, 33 – 34 et 33 – 36.


2013

98

La pression de l’eau dans le réservoir indique le niveau d’eau à

l’intérieur. Ce niveau d’eau varie beaucoup pendant la journée comme indique la

figure suivante :

Figure 8 : Variation du niveau d’eau dans le réservoir en fonction du temps

On remarque que le niveau d’eau dans le réservoir est minimum à 20h00 du

soir. Si l’eau descend en dessous de cette limite, il se peut qu’on ait des pressions

négatives dans le réseau.

On peut dire aussi que le réservoir commence à se remplir à partir de 20h00

du soir.

6.5.4. Conclusion

Après avoir comparé les valeurs obtenues par le calcul classique du

dimensionnement du réseau et la simulation sur le logiciel EPANET 2.0, on peut dire

que le choix des tuyaux est favorable car les résultats sont à peu près les mêmes en

se référant aux annexes 8 et 9.

Au cours des 24h d’observation, le réseau d’adduction d’eau potable de la ville

de Maevatanana se comporte bien au niveau hydraulique.

La simulation nous a permis de calculer rapidement les vitesses et pressions

dans le réseau et d’étudier l’emplacement stratégique des vannes.

Enfin, il est à signaler qu’il faut bien respecter la périodicité du lavage des

filtres pour réduire au plus les dépôts possible dans les canalisations.


2013

Partie III : ETUDE D’IMPACT FINANCIER ET

ENVIRONNEMENTAL DU PROJET D’AMELIORATION


2013

99

Chapitre 7 : ETUDE FINANCIERE

L’étude socio-économique est une étude qui permet d’évaluer le coût financier

d’un projet et de savoir l’impact de ce coût vis-à-vis de la vie sociale de la population

bénéficiaire.

Cette étude servira également à savoir la viabilité et la rentabilité du projet

durant les années de projection future.

7.1. Coût estimatif du projet

L'estimation du coût des travaux a été effectuée sur la base des quantités

mesurées sur l'ensemble des ouvrages projetés et du bordereau des prix.

Les prix unitaires utilisés pour la base de calcul résultent d'une analyse des

prix pratiqués pour ces types de travaux par des bureaux d’étude ayant

soumissionnés pour le projet PAEAR tout en tenant compte de la difficulté d’accès au

site du projet.

La récapitulation du coût total du projet pour la réalisation de la réhabilitation

de l’alimentation en eau potable de la ville de Maevatanana est présentée comme

suit :

Tableau 38 : Récapitulation du coût du projet

Désignations Montant (Ar)

Frais généraux 100 000 000,00

Nouveau réservoir de 475 m3 95 310 270,00

Réhabilitation de l'ancien réservoir de 300 m3 18 683 246,00

Nouvelle station de traitement 150 000 000,00

Construction d'un nouveau barrage sur Nandronjia 641 555 805,00

Chambres de captage 7 868 760,00

Installation d'une conduite d'amenée d'eau brute venant de la rivière Nandronjia

555 600 000,00

conduite de refoulement 154 120 000,00

Réseau de distribution 650 741 200,00

Construction de 78 nouvelles bornes fontaines 217 157 129,00

Réhabilitation des bornes fontaines existantes 2 029 025,00

TOTAL GENERAL HORS TAXES 2 593 065 435,00

TVA 20% 518 613 087,00

TOTAL TTC 3 111 678 521,00


2013

100

Le devis estimatif des travaux est arrêté à la somme de : « TROIS

MILLIARDS CENT ONZE MILLIONS SIX CENT SOIXANTE DIX HUIT MILLE CINQ

CENT VINGT ET UN ARIARY » Toutes Taxes Comprises. Les sous-détails de prix

et devis quantitatif des travaux sont représentés en annexe 11.

7.2. Calcul du coût du mètre cube d’eau

Le calcul du coût de revient du mètre cube d’eau sert à amortir les frais

d’investissement pour la réalisation du projet ainsi que les besoins pour la

maintenance des infrastructures.

L’étude de ce prix de revient se base sur les dépenses annuelles suivantes :

Charges fixes

Charges d’exploitation

7.2.1. Charges fixes

Ce sont des dépenses qui ne varient pas au cours du temps mais qui doivent

être tenu en compte durant toute la durée de vie du projet. Elles concernent :

Les frais d’entretien et de renouvellement des matériels qui

seront estimés annuellement à 5% du montant total des travaux de

canalisation et 2% du montant total des travaux de Génie Civil ;

Les dépenses du personnel et de l’administration

Tableau 39 : Les frais de renouvellement et d’entretien des matériels

Travaux Canalisations [Ar] Génie civil [Ar]

Montant total [Ar] 1 360 461 200,00 1 232 604 235,00

Frais d'entretien 68 023 060,00 24 652 085,00

Total 92 675 145,00

Les frais d’entretien et de renouvellement sont estimés à 92 675 145,00 Ar

Concernant les dépenses du personnel, ils comprennent les salaires des

personnels à chaque poste et les dépenses pour les matériels de bureau.


2013

101

Tableau 40 : Estimation des dépenses du personnel et de l’administration

Désignation Dépenses [Ar]

Administration 100 000

2 Techniciens de réseau et d'usine 7 200 000

Personnel comptable et service social 9 600 000

Ouvriers d'usine 7 200 000

Responsable BF 47 040 000

Total 71 140 000

Les dépenses annuelles du personnel sont alors estimées à 71 140 000,00 Ar.

D’où le total annuel des charges fixes est égal à 163 815 145,00 Ar.

7.2.2. Charges d’exploitation

Elles sont formées par :

Les frais éventuels d’énergie pour élever l’eau

Les frais de traitement

a- Les frais d’énergie pour élever l’eau

Cette somme est évaluée en fonction de l’énergie dépensée par les pompes

pour refouler l’eau vers l’usine de traitement ou le château d’eau et également du

prix du KWh qui est de 205 Ar pour la JIRAMA.

Pour notre cas, nous avons deux pompes dont l’une est utilisée pour l’ancien

captage qui refoule l’eau vers l’usine de traitement de Morafenokely et l’autre sert à

élever l’eau de l’usine d’Androfiamadinika vers le nouveau château d’eau.

Les prix d’élévation de l’eau pour ces deux pompes sont donnés dans le

tableau suivant :

Tableau 41 : Prix d’énergie pour élever l’eau

Hauteur d'élévation [m]

Energie dépensée par

jour [KWh]

Coût annuel de l'énergie

dépensée [Ar] Coût total

Pompe 1 68 165 12 346 125 15 937 725,00

Pompe 2 10 48 3 591 600

Le coût total annuel de l’énergie utile pour élever l’eau s’élève à 15 937 725,00 Ar.


2013

102

b- Les frais de traitement

Les frais de traitement correspondent au coût de traitement de l’eau pour la

rendre potable. Pour notre cas, nous avons pris comme base de prix le coût de

traitement de 1 m3 d’eau utilisé par la JIRAMA à Maevatanana.

Tableau 42 : Coût du traitement de l’eau

Production annuelle

[m3]

Prix de traitement

[Ar/m3] Total [Ar]

675250 16 10 804 000

Le coût total annuel du traitement de l’eau est estimé à 10 804 000,00 Ar.

Par conséquent, le total annuel des charges d’exploitation est égal à 26 741 725,00

Ar.

7.2.3. Le coût du m3 d’eau

Ce coût peut être obtenu à partir de la formule suivante :

Avec :

a : Amortissement annuel des investissements, donné par :

I : Investissement total TTC à mettre en œuvre

F : Frais de fonctionnement du système d’AEP

B : Besoin en eau total par jour à l’horizon du projet

d : Durée de vie du projet, d = 20 ans

Les frais de fonctionnement F est la somme des charges fixes et des charges

d’exploitation. Soit un montant de 190 556 870,00 Ar.

Comme l’investissement total TTC pour la réalisation du projet, I = 3 111 678

521 Ar alors on a l’amortissement annuel a = 155 583 926 Ar.

Donc, on obtient :

Ar


2013

103

Afin que le projet soit rentable, on propose le prix du m3 d’eau à 1200 Ar pour

la ville de Maevatanana.

7.3. Détermination de la Valeur Actuelle Nette (VAN) et du taux de rentabilité

interne (TRI)

7.3.1. La Valeur Actuelle Nette (VAN)

Le calcul de la VAN qui est la somme des bénéfices nets pendant la période

considérée se fait en effectuant la différence entre les capitaux investis et les cash-

flows actualisés. Elle s’exprime par la formule suivante :

Où :

VAN : Valeur actuelle nette

CF: Cash-flow

I : Investissement total TTC à mettre en œuvre

i : Taux d’actualisation

n : Année.

Compte tenu du fait que la VAN exprime les bénéfices, on peut dire qu’un

investissement est acceptable si la valeur actuelle nette est supérieure ou égale à

zéro.

Pour notre étude, avec un taux d’actualisation de 15%, on a :

VAN 15% = 370 715 294 > 0. De ce fait, on peut dire que le projet est rentable.

Les calculs détaillés de la VAN sont reportés en annexe 12.


2013

104

7.3.2. Le taux de rentabilité interne (TRI)

En ce qui concerne le TRI ou taux de rentabilité interne, on peut le définir

comme suit : "Le TRI est le taux pour lequel il y a équivalence entre le capital investi

et l'ensemble des cash-flows".

Le TRI d’un projet est définit comme la valeur du taux d’actualisation qui

annule la VAN. C’est le taux maximum auquel le capital investi sera rémunéré par les

revenus du projet.

Pour déterminer le TRI, on utilise la méthode d’interpolation linéaire :

Avec un taux d’actualisation :

i1 = 15%, VAN1 = VAN 15% = 370 715 294

i2 = 20%, VAN2 = VAN 20% = - 465 972 502

Après calcul, on obtient : TRI = 17,50 %

En fait, un investissement est rentable si le TRI est supérieur au taux bancaire

national. Pour le cas de Madagascar, le taux directeur est environ de 13 %.

Ainsi, notre TRI = 17,50 % > 13 % Le projet est rentable.


2013

105

Chapitre 8 : ETUDE D’IMPACT ENVIRONNEMENTAL (EIE)

L’environnement est la source de vie, d’alimentation, de santé, de loisir,

d’éducation, de l’exploitation, de revenus. Il assure le développement du bien-être

humain. De ce fait, il est primordial de préserver l’environnement.

Selon le décret 99-954 relatif à la MECIE (Mise en Compatibilité des

Investissements avec l’Environnement), l’EIE est une étude qui consiste en l’analyse

scientifique et préalable des impacts potentiels prévisibles d’une activité donnée sur

l’environnement, et en l’examen de l’acceptabilité de leur niveau et des mesures

d’atténuation permettant d’assurer l’intégrité de l’environnement dans les limites des

meilleures technologies disponibles à un coût économiquement acceptable.

Ainsi, tout projet d’aménagement ou de réhabilitation doit faire l’objet d’une

étude d’impact environnemental. Comme ce qui est le cas de cette étude d’AEP de la

ville de Maevatanana.

8.1. Loi de base

8.1.1. Charte de l'Environnement

Conformément à l’article 10 de la loi N° 90-033 du 21 décembre 1990 portant

Charte de l’Environnement Malagasy, modifiée par la loi n° 97-012 du 06 juin

1997, les projets d’investissements publics ou privés susceptibles de porter atteinte à

l’environnement doivent faire l’objet d’une étude d’impact environnemental (EIE).

8.1.2. Décret MECIE

En application de cet article 10 de la Charte, le décret N° 99 954 du 15

décembre 1999, portant refonte du décret N° 95-377 du 23 mai 1995 relatif à la mise

en compatibilité des investissements avec l’environnement (MECIE), fixe les règles

et les procédures à suivre par les promoteurs pour la mise en œuvre d’une EIE.

Ce décret définit entre autres le champ d'application des études d'impact, les

projets devant être évalués, le processus à suivre, le contenu de l'étude, la

procédure d'évaluation et la participation du public à l’évaluation. L'étude d'impact du

promoteur doit satisfaire les exigences du décret et le projet sera évalué selon les

règles qui y sont préétablies.


2013

106

8.2. Description du milieu récepteur

Milieu physique

Le milieu physique est défini par l’occupation des sols latéritiques et des

larges plaines alluviales. Le réseau hydrographique est dominé par les grands

fleuves : la Betsiboka et l’Ikopa et par quelques rivières notamment la Nandronjia qui

est notre source de captage.

Milieu biologique

Le milieu biologique comprend la faune et la flore :

-la flore dans la région est formée par la savane herbeuse avec la présence

de quelques arbustes.

-Quant à la faune, on peut citer surtout la présence des animaux domestiques

tels que les bovidés, les volailles. Entre autre, on a également quelques espèces

d’oiseaux dues à la proximité des parcs naturels de la région.

Milieu humain

Les caractéristiques de ce milieu sont telles que l’homme, l’habitat, la

civilisation, la santé,…

8.3. Analyse des impacts

Tout projet d’aménagement ou de réhabilitation comporte plusieurs phases en

partant de l’étude jusqu’à la phase d’exploitation. L’analyse des impacts se porte

alors sur l’identification et l’évaluation des impacts probables sur l’environnement

durant ces différentes phases du projet et vise à en proposer ainsi des mesures

d’atténuation sur les effets néfastes ou mieux, des mesures de préventions.

8.3.1. Identification des impacts

Cette étape se fait par confrontation des composantes du milieu récepteur aux

éléments de chaque phase du projet.

Pour chacune des interrelations entre les activités du projet et les

composantes pertinentes du milieu, il s’agit d’identifier tous les impacts probables.

Les impacts sur les composantes du milieu sont généralement identifiés en regard du


2013

107

milieu physique, puis du milieu biologique et du milieu humain. Il est alors possible de

décrire les sources d’impact directes du projet sur le sol, l’air et l’eau et, d’en déduire,

les impacts sur les milieux biologique et humain découlant des modifications

appréhendées sur le milieu physique.

Tableau 43 : Identification des impacts

Phases du projet

Activités Milieu récepteur affecté Impacts probables Types

d'impact

Préparation

Installation de chantier

sol, air, faune

Pollution du sol (absence de toilette, déchets), pollution de l'air,

perturbation de l'habitat naturel des animaux

Négatif

Arrivé de main-d'œuvre

population, santé, économie, coutume

Insécurité, risque de maladie transmissible (SIDA), perturbation

de la vie sociale Négatif

Création d'emploi, amélioration de l'économie (revenue de la

population locale), introduction de nouvelle culture

Positif

Transport de matériaux et de matériels sur le

site

sol, air

Pollution de l'air par les camions, émanation de poussières

Négatif

Aménagement de l'accessibilité au site

Positif

Réalisation: Construction et réhabilitation

Décapage et débroussaillage

flore, faune Destruction de la végétation Négatif

Terrassement sol, air, homme

Risque d'érosion au niveau des lieux d'emprunts, pollution de l'air

par les poussières, nuisance aux bruits des engins

Négatif

Fouille pour les ouvrages,

tuyauteries sol, air, santé, social

Risque d'accident, pollution de l'air Négatif

Protestation des habitants sur le passage des conduites sur leur terrain, destruction des routes

Négatif


2013

108

Phases du projet

Activités Milieu récepteur

affecté Impacts probables

Types d'impact

Réalisation: Construction et réhabilitation

construction du barrage

eau, faune, santé

Diminution des apports d'eau pour d'autres utilisations en aval du

barrage, modification de l'habitat naturel des animaux aquatiques,

pollution de l'eau

Négatif

Construction du nouveau réservoir

et des Bornes Fontaines,

réhabilitation de l'ancien réservoir et

de la station de traitement

eau, sol, homme Risque de maladie hydrique, risque

d'accident lors d'exécutions des travaux

Négatif

Finition Repli de chantier sol, homme

propagation des maladies transmissibles vers d'autres horizons, pollution du sol

(éparpillement des restes de matériaux et matériels non utilisés)

Négatif

Reprise de la végétation, Positif

Exploitation Exploitation des infrastructures

d'AEP

eau, sol, homme, santé

Satisfaction de la communauté (amélioration de la qualité et la

quantité de l'eau), création d'emploi, contribution au développement de la ville,

diminution des maladies hydriques

Positif

Insalubrité (présence de fuite, eaux stagnantes au niveau des bornes

fontaines), risque de conflits social sur la mauvaise gestion et entretien

des infrastructures

Négatif


2013

109

8.3.2. Evaluation des impacts

A partir de cette phase, on traite les impacts en les évaluant avec différentes

critères afin de pouvoir justifier le besoin ou non de la mise en place des mesures

d’atténuation. Ces critères sont surtout l’intensité, la durée et la fréquence de l’impact

vis-à-vis du milieu récepteur. La démarche à suivre consiste à attribuer à chaque

impact une note comprise entre 1 et 3 pour tous les critères. La somme des notes

obtenues permettra alors de déterminer l’importance de l’impact (mineure, moyenne

ou majeure).

Valeur Portée Durée Intensité

1 Locale Occasionnelle Faible

2 Régionale Temporaire Moyenne

3 Nationale Permanente Forte

Tableau 44 : Evaluation des impacts

Nature de l'impact Source de l'impact Portée Durée Intensité Note importance

Imp

act

po

siti

ve

Création d'emploi arrivée de main-d'œuvre,

exploitation des infrastructures

2 2 3 7 Moyenne

Introduction de nouvelle culture

Arrivée de main-d'œuvre 1 3 2 6 Moyenne

Amélioration du revenu économique

Arrivée de main-d'œuvre 1 2 3 6 Moyenne

Aménagement de l'accessibilité au site

Transport de matériaux et de matériels sur le site

2 3 2 7 Moyenne

Reprise de la végétation

Repli de chantier 1 3 2 6 Moyenne

Satisfaction de la communauté

Exploitation des infrastructures d'AEP

3 3 3 9 Majeure

Contribution au développement de la

ville


3 3 3 9 Majeure

Diminution du taux de maladies hydriques


1 3 3 7 Moyenne


2013

110

Imp

act

né

gati

f Pollution du sol

Installation et repli de chantier

1 2 1 4 Mineure

Pollution de l'air Installation de chantier,

Transport de matériaux sur le site, terrassement, fouille

1 1 1 3 Mineure

Destruction de la végétation

Décapage et débroussaillage, fouille

1 3 2 6 Moyenne

Perturbation de l'habitat naturel des

animaux

Installation de chantier, Construction du barrage

1 2 2 5 Moyenne

Pollution de l'eau Construction du barrage 1 2 2 5 Moyenne

Risque de maladie transmissible

Arrivée de main-d'œuvre, repli de chantier

1 1 2 4 Mineure

Destruction des routes goudronnées

Canalisation 1 2 1 4 Mineure

Erosion sur le lieu d'emprunt

Terrassement 1 1 1 3 Mineure

Protestation des habitants sur le passage des conduites sur leur

terrain

Canalisation 1 1 1 3 Mineure

Accident sur les lieux de travail

Construction des infrastructures

1 1 1 3 Mineure

Nuisance causée par le bruit des engins

Terrassement 1 1 1 3 Mineure

Diminution des apports d'eau en aval

Construction du barrage 1 2 1 4 Mineur

Insalubrité Mauvaise exploitation des

ouvrages 1 2 2 5 Moyenne

Risque de conflit social sur la mauvaise gestion

Mauvaise exploitation des ouvrages

1 2 1 4 Mineure


2013

111

8.3.3. Mesures d’atténuation

Quand on parle d’atténuation, cela veut dire surtout réduire ou adoucir un fait

déplaisant donc les mesures d’atténuation prendront effet sur les impacts négatifs.

Toutefois, on pourra également proposer des mesures qui viseront à favoriser les

profits des impacts positifs.

Dans d’autres cas, si la recherche d’une mesure d’atténuation s’avère difficile

voire impossible, on pourra envisager d’appliquer des mesures compensatoires

relatives au problème.

Tableau 45 : Mesure d’atténuation ou de compensation

Composante Impact potentiel Mesure (atténuation, compensatrice, ou bonification) Impact résiduel

Sol

Pollution du sol Mise en place des bacs à ordures et latrines Mineur

Erosion au niveau du lieu d'emprunt

Eviter les zones sensibles à l'érosion, restaurer les sols perturbés par des ensemencements ou

plantations Mineur

Air Pollution de l'air Utilisation des engins en bon état Aucun

Eau

Pollution de l'eau Construire une zone de protection autour de la

source de captage (Puits, barrage), Utilisation des matériaux et produits non toxique au contact de l'eau

Mineur

Diminution des apports en aval

Etude de la quantité du besoin en eau nécessaire en aval du barrage

Aucun

Flore Destruction de la

végétation surface de décapage et débroussaillage réduite à la surface utile seulement, effectuer des reboisements

Mineur

Faune

Perturbation de l'habitat naturel des

animaux et disparition des espèces endémiques

Déplacer si possible les animaux vers une zone d'habitat semblable

Mineur

Santé

Diminution du taux de maladie hydrique

Sensibiliser la population à boire et n'utiliser que l'eau potable, sensibiliser au lavage des mains

fréquemment Majeur

Risque de propagation des maladies

transmissibles (SIDA)

Sensibilisation de la population sur les dangers du SIDA, Mettre le campement de chantier en dehors de

la ville Aucun

Accidents de travail Clôturer le chantier, mettre des panneaux de

signalisation et d'avertissement, port de casque obligatoire pour tout le personnel

Mineur

Insalubrité

Mise en place d'un comité de gestion et responsable de l'entretien des borne fontaines, entretien

périodique des canalisations pour éviter les fuites, construire des ouvrages d'assainissements

Mineur


2013

112

Social

Perturbation et nuisance de la vie sociale, insécurité

Mettre le campement en dehors de la ville, mise en garde de la population

Mineur

Risque de conflit social sur la mauvaise gestion

des infrastructures

Formation pour les personnes déléguées à la gestion des infrastructures, répartition équitable de l'eau par

fokontany Aucun

Protestation des habitants sur

l'accaparement de leur terrain pour le passage

des conduites

Dédommagement des personnes expropriées Aucun

Destruction des routes

goudronnées Remise en état des routes affectées Aucun

Economie Création d'emploi Offrir plusieurs places pour le travail, encourager la

population jeune à postuler Majeur

8.4. Le plan de gestion environnemental

Le PGEP ou plan de gestion Environnemental est un programme qui constitue

la base du cahier de charges environnementales du promoteur. Il contient ainsi les

consignes sur la surveillance et le suivi de la bonne application et l’efficacité des

mesures d’atténuation prescrites à mettre en œuvre durant les phases de réalisation

des travaux et même après la fermeture du projet.


2013

113

Tableau 46 : Programme de suivi

Critère à contrôler Indicateur de

Suivi Mode d'acquisition de donnée

et fréquence Responsable

Qualité de l'air, sol air respirable, surface de sols érodés

Observation tous les jours

Autorités locales et entreprise titulaire

Qualité et quantité de l'eau

Plaintes déposées auprès des autorités

Sondage et descente au niveau des bornes fontaines

AUE

Santé Nombre de malade par jour

Rapport mensuel du CSB et de l'Hôpital

Hôpital, CSB

Accident Nombre d'accident survenu

Cahier de charge et réunion hebdomadaire

Maitre d'Œuvre

Reboisement Nombre de plants ayant repris

Inventaire exhaustif par an

Chef Fokontany, Comité villageoise de reboisement

Création d'emploi réduction du taux de chômage

Nombre d'emploi induit par projet tous les ans

Maitre d'Œuvre

Installation de latrine et bacs à ordures

Nombre de nouvelles Latrines et bacs construites

Observations par mois Maitre d'Œuvre, Commune

Remise en état du site

Non éparpillement des restes de matériaux, volume de déblai non gazonné

Visite du chantier après la fin des travaux

Maitre d'œuvre et entreprise titulaire

Respect du périmètre de protection des

sources

Non violation du site

Observations tous les jours AUE, Chef Fokontany

Contribution aux travaux d'entretien

Bon fonctionnement des infrastructures

Observations par an AUE


2013

114

CONCLUSION GENERALE

L’étude de l’amélioration de l’alimentation en eau potable de la ville de

Maevatanana s’est révélée comme étant un projet prioritaire et urgent vu la situation

actuelle de la ville. Ce projet s’annonce également comme une étape pour son

développement tant sur le plan économique que social et entre dans le cadre des

objectifs de l’état malgache à promouvoir le développement du pays.

Faces aux différents problèmes rencontrés à Maevatanana, les scénarios

retenus pour la réhabilitation sont comme suit :

Exploitation de la nouvelle ressource venant de la rivière

Nandronjia qui sera utilisé en simultané avec l’ancien captage

Construction d’un nouveau barrage de dérivation en béton armé

sur la Nandronjia

Construction d’un réservoir sur tour

Extraction de toutes les anciennes conduites de la ville pour un

nouveau tracé et de nouvelles conduites facilement utilisables et à prix moins

cher sur le marché.

Dans le cas général, Madagascar est un pays qui possède encore beaucoup

de ressources en eau inexploitées pouvant servir à l’approvisionnement en eau

potable des communes ou des villages.

Toutefois, ces projets sont souvent coûteux pour le gouvernement malgache

et se doit de rechercher des appuis financières provenant de certaines organismes

telle la BAD (Banque Africaine de Développement).

La réalisation du présent mémoire nous a donné l’opportunité de pouvoir

appliquer les cours théoriques reçus à l’Ecole Supérieure Polytechnique

d’Antananarivo plus précisément au sein du Département Hydraulique durant ces

cinq années d’études.

Pour terminer, ce mémoire n’est pas encore exhaustif, il mérite d’être repris

sur plusieurs points en vue de son amélioration lors de l’APD notamment au niveau

du dimensionnement de la station de traitement qui n’a pu être fait à cause du

manque de données d’analyses.


2013

115

BIBLIOGRAPHIE

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Chaperon P., Danloux J. et Ferry L., « Fleuves et rivières de Madagascar ».

DMH-CNRE, 874 pages, 1993

R.COMOLET, « Mécanique Expérimentale des Fluides », Tome II

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distributions des eaux », Tome II

GUILSOU Sylvain, « Modélisation sur le logiciel EPANET du réseau d’eau

potable de la commune d’Urrugne (064) », ENGEES, Mémoire Juin 2007

JIRAMA Maevatanana, Rapport sur « Les sources de problèmes et les

solutions d’urgence et à long terme pour assurer l’approvisionnement

continuel en eau potable de quantité et de qualité satisfaisante de la commune

urbaine de Maevatanana », 2012

A.LENCASTRE, « Manuel d’hydraulique générale ». Eyrolles, 1986

Météorologie Nationale, « Les règles pour constructions para-cycloniques »

Ministère de l’Eau, Annuaire du secteur Eau potable et Assainissement 2013

Mme RAHARIMALALA, « Situation des principaux indicateurs

environnementaux de Madagascar en 2007 »

PCD de la commune urbaine de Maevatanana, 2004

N.A. PLOTNIKOV, « Evaluation de la réserve souterraine »

PONT A MOUSSON, « Canalisations », 1180 pages, 1975

PRD de la région Betsiboka, 2005

Tableau de Bord Environnemental Régional Betsiboka, 2009

RANDRIANASOLO David, « Cours d’Hydraulique Urbaine » (4ème année),

« Cours d’Adduction en Eau Potable » (5ème année)

RASOLOFONIAINA J.Donné, « Cours d’aménagement Hydro agricole » (4ème

année et 5ème année)

RANDRIAMAHERISOA Alain, « Cours d’Hydrologie » (3ème année), « Cours

d’Etude d’Impact Environnemental » (5ème année)

RAVAOHARISOA Lalatiana, « Cours de Béton Armé » (3ème année)


2013

ANNEXES


2013

I

Annexe 1: Présentation des données

Pluviométrie moyenne mensuelle (mm)

Année Janvier Février Mars Avril Mai Juin Juillet Août Septembre Octobre Novembre Décembre

1950 356,7 199 353 25,1 12 1,1 0 18,5 0,1 82 139 268

1951 1029 186 440 0 7,3 0,1 0 6,2 0 31,8 239 259

1952 525 297 227 85,2 0 0 0 0 83,7 36,6 230 349

1953 713,5 292 224 39,6 7,1 0 0 4,1 0 64,5 210 472

1954 627,7 380 269 46,1 0 0,3 0 0 0 27 127 215

1956 355,1 316 140 63,2 5,1 0 17,2 0 0 20,4 186 302

1958 523,9 441 505 68 14 0 2,2 12,5 70,6 35,8 70,3 493

1960 514,1 195 249 16,8 1,3 0 0 0 0 9,7 94 369

1961 231,4 84,2 210 281 26 0 1,9 0 0 0,5 14 130

1963 184,7 371 39 81,2 0 0 0 0 1,6 59 96,2 308

1964 243,3 342 230 41,3 0 0 13,9 0 0 13,2 148 275

1965 634,2 284 451 5 0 0 8,5 19,7 0 23,1 210 474

1966 91,4 285 164 0 31 0,2 0 0,2 0 10 64,8 349

1967 653,9 328 242 100 0,1 0 0 0 0 66,1 56,3 165

1968 261,3 292 305 63 0 3 0 1,7 0 28,5 130 431

1969 410,7 225 271 170 3 2,7 0 0 0 16,7 65,3 243

1972 267,8 567 382 50,5 4 0 0 29 0 9,5 140 88,8

1977 285,2 844 370 15,2 1,2 0 0,2 0 4,5 62,4 190 81,2

1978 421,9 382 31,7 85,4 0 2,2 3,8 0 82,7 101 39,8 229

1979 193,5 479 96,9 131 3,1 0 0 18,2 0 91,5 374 305

1980 232,4 125 383 102 2,2 2,4 0 0 54,9 85,6 42,5 263

1981 301,5 224 347 31,4 66 0 0 1,2 17,6 21,1 158 155

1982 485 511 252 70,8 3,2 0 16,7 0 104,4 70,3 109 280

1983 466,9 574 314 81,4 0 0,4 0 0 0,9 10,9 154 336

1984 755,6 825 164 175 0 0 0 3,6 0,7 6,8 144 214

1985 267,2 331 244 7 0 0,8 21 5,7 2,5 9 159 565

1986 291 382 157 41,5 7,9 0 3,7 0,3 1,3 147 69 391

1987 531,2 544 83,1 138 5,9 0 0,2 0 0 26,5 79,6 161

1988 252,8 250 211 112 0,7 0 15,5 0 0 117 46,3 216

1991 167,1 646 350 215 0 0 0 0 0 68,9 128 321

1994 358 739 323 43,8 0 0,4 0 0 0,4 53,6 34,2 211

1995 322,4 343 89,9 83,5 16 1,5 0 0 2,8 3,8 147 388

2001 613,8 198 187 0,7 0 0 0 0 1,6 0 0,1 304

2002 723,4 402,1 204,7 8,1 86,3 0,1 0 0 18,1 51,3 164,6 585,1

2003 809,2 162,9 234,1 74,4 3 0 0 0 51,8 58,9 61,2 521,5

Source : Station météorologique de Maevatanana


2013

II

Pluviométrie Maximale de 24 Heures (mm)

Année Pmax (mm)

1980 76,6

1981 135,3

1982 138,8

1983 190,3

1984 169,3

1985 96,3

1986 94,5

1987 127,2

1988 118,8

1989 84,9

1990 80,8

1991 87,4

1992 82,2

1993 185

1994 110,9

1995 83,6

1996 91,1

1997 101

1998 180,6

1999 75,1

Source : Station météorologique de Maevatanana

Annexe 2 : Traitement des données pluviométriques

Les lois d’ajustement statistique

La Loi de GAUSS ou Loi normale est définie par la fonction de répartition suivante :

Où :

u : variable réduite de Gauss et définie par :

PF : Pluviométrie de fréquence F ;

Pm : Pluviométrie moyenne de la série de pluie ;

: Ecart-type de la série de pluie.

La valeur de la fonction de répartition de la variable réduite est obtenue en fonction

de l’utilisation de la table de GAUSS. En pratique, on utilise des périodes de retour

bien définie.


2013

III

Table de Gauss

T (ans) 5 10 20 25 50

u 0,84 1,28 1,63 1,75 2,05

F sèche (1/T) 0,2 0,1 0,05 0,04 0,02

La Loi de GUMBEL est une loi de probabilité doublement exponentielle qui s’ajoute

bien au cas des valeurs extrêmement élevées (crue) et des valeurs extrêmement

faibles (étiages). Cette loi est définie par la fonction de répartition suivante :

Ou

Pour cette loi, la variable réduite u de GUMBEL pour une fréquence donnée F est :

où α et Po sont des paramètres d’ajustement de Gumbel et sont

définies par les relations suivante :

Gradex égal à 0,78 σ ;

σ : Ecart type de la série de données pluviométriques ;

PF : Pluviométrie maximale journalière de différente fréquence (mm) ;

: Paramètre d’ajustement de Gumbel ;

: Pluviométrie moyenne ;

P0 : Paramètre de position.

Pluviométrie moyenne mensuelle

La procédure consiste à calculer la pluviométrie mensuelle de fréquence voulue au

niveau de chaque station sur la base de la loi d’ajustement statistique interannuel de

Gauss (loi normale).

La moyenne de la variable aléatoire :

La pluviométrie moyenne annuelle PA est notée par :

Les pluviométries mensuelles P Fm sont calculées à l’aide de la pluviométrie

annuelle distribué sur chaque mois à l’aide des pourcentages mensuels de

précipitation.

L’écart- type :

Pluviométrie quinquennale sèche annuelle :

Pluviométrie quinquennale humide annuelle :


2013

IV

Année Janvier Février Mars Avril Mai Juin Juillet Août Sept Oct Nov Déc Année

Moyenne 431,5 372,7 249,8 72,9 8,8 0,4 3,0 3,5 14,3 43,4 123,4 306,2 1630,0

% 26,5% 22,9% 15,3% 4,5% 0,5% 0,0% 0,2% 0,2% 0,9% 2,7% 7,6% 18,8% 100,0%

Ecart-type 357,4

P 0,2 352,0 304,1 203,8 59,5 7,1 0,4 2,4 2,8 11,7 35,4 100,7 249,8 1329,8

P 0,8 510,9 441,4 295,8 86,3 10,4 0,5 3,5 4,1 16,9 51,4 146,2 362,6 1930,2

Pluviométrie Maximale journalière

Les pluviométries maximales de différentes fréquences sont obtenues par la loi

d’ajustement statistique selon GUMBEL :

Avec :

- P (24, F) : Pluviométrie maximale journalière de différente fréquence (mm) ;

- Po : Paramètre de position égale à la formule suivante : Po = Pm-0,45σ

- μF : Variable réduite de GUMBEL ; définie par μF = -ln (-ln(F))

- F : Fréquence donnée ;

- aG : Coefficient de Gradex, obtenu par la relation aG = σ/1,28

- σ : Écart type de la série de données.

- Pm : Moyenne annuelle des séries de données.

-

Moyenne 115,5

Ecart-type 38,7

Po 98,1

aG 30,2

5h 143,4

10h 166,1

Annexe 3 : Bilan Hydrique de Thornthwaite

Le bilan hydrique se traduit comme suit :

P : Précipitation [mm]

E = ETR : Evapotranspiration réelle [mm]

R : Ruissellement [mm]

I : Infiltration [mm]

ΔS : Variation du stock d’eau dans le sol [mm]

Les expériences menées par Thornthwaite ont permis de déterminer la relation

donnant l’Evapotranspiration Potentielle suivante :


2013

V

ETPnc : Evapotranspiration potentielle non corrigée [mm]

t : Température [°C]

I : Indice thermique annuel

i : Indice thermique mensuel

α : Coefficient caractérisant la zone :

Après avoir obtenu ETPnc, on a :

ETPc : Evapotranspiration potentielle correcte

λ : Coefficient de correction qui dépend du mois m et de la latitude de la zone

Coefficient de correction λ dans la formule de Thornthwaite

Latitude Sud (λ)

Mois

J F M A M J J A S O N D

5 1,06 0,95 1,04 1 1,02 0,99 1,02 1,03 1 1,05 1,03 1,06

10 1,08 0,97 1,05 0,99 1,01 0,96 1 1,01 1 1,06 1,05 1,1

15 1,12 0,98 1,05 0,98 0,98 0,94 0,97 1 1 1,07 1,07 1,12

20 1,1 1 1,1 1 1 0,9 1 1 1 1,1 1,1 1,2

25 1,17 1,01 1,05 0,96 0,94 0,88 0,93 0,98 1 1,1 1,11 1,18

30 1,2 1,03 1,06 0,95 0,92 0,85 0,9 0,96 1 1,12 1,14 1,21

35 1,23 1,04 1,06 0,94 0,89 0,82 0,87 0,94 1 1,13 1,17 1,25

40 1,27 1,06 1,07 0,93 0,86 0,78 0,84 0,92 1 1,15 1,2 1,29

42 1,28 1,07 1,07 0,92 0,85 0,76 0,82 0,92 1 1,16 1,22 1,31

44 1,3 1,08 1,07 0,92 0,83 0,74 0,81 0,91 0,99 1,17 1,23 1,33

46 1,32 1,1 1,07 0,91 0,82 0,72 0,79 0,9 0,99 1,17 1,25 1,35

48 1,34 1,11 1,08 0,9 0,8 0,7 0,76 0,89 0,99 1,18 1,27 1,37

50 1,37 1,12 1,08 0,89 0,77 0,67 0,74 0,88 0,99 1,19 1,29 1,41

Source : BROCHET P et GERBIER N, 1968, L’évapotranspiration, Aspect agro

météorologique, évaluation pratique de l’évapotranspiration potentielle.

Afin d’établir le Bilan Hydrique, on calcule pour chaque mois les paramètres

suivants :

Déficit cumulé DC :

Le premier Déficit cumulé : c’est le premier (P – ETPc) négatif

Le deuxième Déficit cumulé : c’est le Déficit précédent + |(P – ETPc)| du mois

Stock S :

Si (P – ETPc) positif Stock = 100 mm

Si (P – ETPc) négatif Voir table de Stock en fonction du Déficit cumulé

Si (P – ETPc) devient positif après une série des (P – ETPc) négatif Stock =

(P – ETPc) + Stock précédent


2013

VI

On ramène le stock à 100 en faisant (P – ETPc) + X = 100 si ETP suffisant et Stock

suffisant

Avec X = une partie du Stock précédent

Variation du Stock ΔS :

Elle s’exprime par :

Calcul de l’évapotranspiration réelle (ETR) :

Si et (P – ETPc) > 0 ETR = ETPc

Si et (P – ETPc) < 0 ETR = P

Si et (P – ETPc) < 0 ETR = P + |ΔS|

Excédent (Surplus):

1er cas : Si (P – ETPc) > 0 : Seul le mois peut avoir de l’excédent

2ème cas : Si (P – ETPc) < 0 : pas d’excédent

3ème cas : Après une série de (P – ETPc) < 0, le surplus va d’abord ramener le

Stock à 100 mm et on a :

(P – ETPc) + Dernier stock

Si (P – ETPc) est suffisant et apporte une valeur supérieure à 100 mm, le

complément de 100 mm est égale au surplus.


2013

VII

Annexe 4 : Tableau pour la détermination du coefficient de ruissellement en

fonction de la superficie du bassin, de sa pente et de sa couverture végétale

Source : Cours aménagement Hydro agricole 5ème année

Pour notre cas, les caractéristiques du Bassin versant hydrogéologique au niveau de

la nappe sont :

S (Km2) P (Km) K L (Km) Z max

(m) Z min (m)

Z moy (m) I (m/Km)

0,216 1,965 1,18 0,7 70 63 66,5 10,22

La détermination des paramètres est faite de la même manière que pour le Bassin

Versant hydrologique.

D’où, on a le coefficient de ruissellement : CR = 0,3


2013

VIII

Annexe 5 : Calcul de L1 et L2

La méthode sur Excel est basée sur la résolution du système d’équation :

Après avoir entré les données connues (Q, m, h, hb) dans Excel, on fixe une valeur

de L1 et L2 = L – L1, ainsi on obtiendra un débit calculé Qcal résultant de la

deuxième équation. Ceci fait, Excel va traiter le problème par la méthode de la valeur

cible jusqu’à obtenir une valeur optimale de L1 (cellule à définir) en faisant tendre Q

cal vers le débit du projet Q10 ou jusqu’à obtenir le résultat :

Extrait de la feuille de calcul sur le dimensionnement hydraulique (1er tableau)

m= 0,4 hb= 2,5 h= 1,6

Q10 L L1 L2 Qcal Q

272,4 44 33,7 10,3 272,4 0,0%

D’après ce premier tableau sous Excel, on obtient L1 et par conséquent, on a aussi

L2 qui correspond au nombre de passe batardable (au choix en fonction de leur

dimension : 1m ou 1,5m).

Dans notre cas, on a choisi 11 passes de 1m donc les valeurs de L2 et L1

deviennent respectivement 11 [m] et 33 [m].

Dans un deuxième tableau utilisant les mêmes formules que précédemment, on

porte ces nouvelles valeurs de L1 et L2. On recommence les mêmes opérations mais

cette fois ci, la cellule à redéfinir et à vérifier sera la valeur de la lame d’eau h (m).

Extrait de la feuille de calcul sur le dimensionnement hydraulique (2ème tableau)

m= 0,4 hb= 2,5 h’= 1,55

Q10 L L1 L2 Qcal Q

272,4 44 33,0 11,0 272,4 0,0%

D’après ce deuxième tableau, la valeur de h’ est inférieure à h donc on n’a pas

besoin de rehausser les berges.


2013

IX

Annexe 6 : Barrage de dérivation

Calcul de la lame d’eau et calage hydraulique

Considérons les valeurs des paramètres de dimensionnement suivantes comme

hypothèse de départ :

Débit Q [m3/s] 272,4

Longueur seuil L [m] 44

Hauteur seuil hb [m] 2,5

Coefficient de débit m 0,4

Les paramètres à déterminer sont : H amont, H aval, h (Lame d’eau)

La lame d’eau au-dessus du seuil h est calculée par la formule :

Puisqu’on est toujours dans le cas défavorable, on tiendra compte de la longueur

toute entière du barrage lors de l’utilisation de cette formule.

On a : = 2,30 [m]

H amont = h b + h = 2,50 + 2,30 = 4,80 [m]

La détermination de la hauteur d’eau en aval du seuil (H aval) est obtenue par

le calage hydraulique (programme sous Excel). Cette méthode est basée sur

la formule de Manning-Strickler :

K : Coefficient de Strickler dépendant de la rugosité du fond et des berges

S : Section du lit de la rivière en fonction de H aval

R : Rayon hydraulique

I : Pente du fond de la rivière

K = 40 (Berges couvertes d’herbes et de terre quelques peu irrégulière, lit

comportant quelques cailloux et rochers) (Référence : Manuel d’Hydraulique

Général, LENCASTRE)

Le principe du calage hydraulique est le même que pour la valeur cible. Connaissant

le débit de crue du projet Q, le coefficient de rugosité K, la pente du fond de la rivière

I et la largeur du lit de la rivière, on se fixe une valeur de la hauteur d’eau en aval du

seuil Haval. Excel calculera à partir de cette valeur de Haval donnée un débit calculé

noté Qcal. Ensuite, on utilise la commande valeur cible comme quoi la cellule à cibler

est celle contenant Qcal tandis que la cellule à modifier est celle contenant H aval et la

simulation commence.


2013

X

Dans cette simulation, Excel varie la valeur de Haval jusqu’à ce que l’on obtienne

Extrait de la feuille de calcul sur Excel pour le calage hydraulique :

K = 40 m = 0 I = 0,001

Q (m

3/s) b (m) h (m) S (m²) P (m) Rh (m)

Qcal (m

3/s)

ΔQ (%) h/2 (m) V (m/s)

272,40 44,00 2,72 119,54 49,43 2,42 272,40 0,0% 1,36 2,28

D’après le calage hydraulique, on obtient H aval = 2,7 [m]

Etude de stabilité du barrage

Les données de base sont :

Hauteur seuil hb [m] 2,50

Largeur crête (l crête) [m] 2,00

Base [m] 4,50

Talus paroi aval 1,00

Radier aval ( l radier aval) [m] 1,00

Epaisseur radier (e radier) [m] 0,20

Parafouille amont (h par amont) [m] 2,50

Parafouille aval (h par aval) [m] 1,50

Epaisseur parafouille (e parafouille) [m] 0,20

H amont [m] 4,80

H aval [m] 2,70

Seuil aval [m] 0,20

Pesanteur g [m/s2] 9,81

Masse volumique du barrage ρb [Kg/m3] 2500

Masse volumique immergée des sédiments ρs [Kg/m3] 1600

Hauteur de sédiments hs [m] 0,25

Angle de Frottement interne (°) 25

= 2 + 2,50 x 1 = 4,50 [m]

largeur fondation=Base +l radier aval = 4,50 + 1 = 5,50 [m]


2013

XI

Les différentes forces agissant sur le barrage

Les forces appliquées au barrage sont présentées dans le Tableau ci-dessous (en

Kg).

Poids du barrage

W1 (massif) 12 500

W2 (massif) 7 813

W3 (radier) 6 875

W4 (parafouille amont) 1 000

W5 (parafouille aval) 500

W6 (seuil aval) 100

Total W 28 788

Formules utilisées :

Poids de l’ouvrage

Poussées de l’eau

Poussée des sédiments

Sous pression

Poussée de l'eau P1 (lame d'eau) 5 757

P2 (réservoir eau) 3 125

Poussée de sédiments Ps 20

Total P 8 902

Sous-pression U1 7 441

U2 2 883

Total U 10 324

Surcharge Sc crête 4 605

Sc radier aval 2 706

Sc parafouille aval 1 253

Total Surcharge 8 564


2013

XII

C = coefficient de minoration tenant compte du degré plus ou moins grand de la

perméabilité (généralement on prend C = 0,5)

Surcharges

Ils sont dus au poids de l’eau sur le radier

Sc crête =

Sc radier = H aval * l radier aval * 1000

Sc parafouille aval = (H aval – h seuil aval)*e radier * 1000

Les Bras de levier

Les bras de levier, par rapport au point O extrémité aval du barrage et au centre de

la base du radier G, des forces appliquées au barrage sont donnés dans les tableaux

suivants :

Bras de levier dFi en mètre

BRAS DE LEVIER % à O (m)

Poids du barrage

Poussée de l'eau

Sous-pression

dW1 4,50

dP1 2,75

dU1 2,75

dW2 2,67

dP2 2,33

dU2 3,67

dW3 2,75

dW4 5,40

Poussée de sédiments

dW5 0,10

dPs 1,58

dW6 0,10

BRAS DE LEVIER % à G (m)

Poids du barrage

Poussée de l'eau

Sous- pression

dW1 1,75

dP1 -1,50

dU1 0,00

dW2 -0,08

dP2 -1,08

dU2 -0,92

dW3 0,00


dW4 2,50

dPs -0,33

dW5 -2,50

dW6 -2,50


2013

XIII

Moments

Les moments de toutes les forces Fi par rapport aux points O et G sont donnés par

l’expression :

MOMENTS % à O (kg.m)

Poids du barrage

Poussée de l'eau

Sous-pression

MW1 56 250

MP1 15 831

MU1 20 462

MW2 20 833

MP2 7 292

MU2 10 572

MW3 18 906


Total M(U) 31 034

MW4 5 400

MPs 32

MW5 50

Total M(P) 23 155

MW6 10

Total M(W) 101 450

MOMENTS % à G (kg.m)

Poids du barrage

Poussée de l'eau

Sous-pression

MW1 21 875

MP1 -8 635

MU1 0

MW2 -651

MP2 -3 385

MU2 -2 643

MW3 0


Total M(U) -2 643

MW4 2 500

MPs -7

MW5 -1 250

Total M(P) -12 027

MW6 -250

Total M(W) 22 224

Dimensionnement du bassin de dissipation

Les formules utilisées pour le dimensionnement du bassin sont :

Puissance de l’énergie à dissiper :

P = puissance exprimée en [CV]

Q = débit de crue du projet [m3/s]

ΔH = dénivelée entre plan d'eau amont aval [m]

g = pesanteur [m/s2]

ρ= masse volumique de l'eau [Kg/m3]

P = 1000. 9,81. 2,10. = 7624 [CV]

Volume du bassin : = 762 [m3] (1 [m3] de bassin peut dissiper 10 [CV])


2013

XIV

Longueur du bassin : = 6,4 (m]

Longueur enrochement : = 5,4 [m]

Vitesse de l’eau en aval majoré de 25 % : =

2,86 [m/s]

Poids moyen des enrochements : = 227 [Kg]

Diamètre moyen de l’enrochement : = 0,56 [m]

Epaisseur couche d’enrochement : E = 1,6. = 0,89 [m]

Annexe 7: Dimensionnement du réservoir

Hypothèse de dimensionnement

-Poids volumique du béton : γ b = 2500 [daN/m3]

-Poids volumique de l’acier : γ a = 7850 [daN/m3]

-Poids volumique de l’eau : γ eau = 1000 [daN/m3]

-Poids volumique de l’enduit : γ enduit = 2300 [daN/m3]

-Contrainte admissible du béton : σ b = 82,5 [kg/cm2]

-Contrainte admissible de l’acier : σ a = 1600 [kg/cm2]

-Contrainte admissible du sol : σ adm sol = 4 [kg/cm2] (le sol est de type gravier terreux

et mélange de latérite)

Prédimensionnement

Volume du total des réservoirs : V = 10. X = 10. (1850/24) = 775 [m3] or on a déjà un

réservoir de 300 [m3] donc la capacité du réservoir à construire est de C = 475 [m3].

Diamètre de la cuve : = 11,0 [m]

Hauteur utile de l’eau : h = 0,46.d = 5,0 [m]

Hauteur libre de la base jusqu’à la calotte : ho = 0,10. d = 1,10 [m]

Coupole

Flèche de la coupole : f = 0,104 d = 1,15 [m]

Epaisseur de la calotte : ec = 0,0112 d = 0,123 [m]


2013

XV

Longueur de gousset à l’intérieur de la cuve : Lg = ec. (2)½ = 17 [cm]

Rayon sphérique : Rs = (R²+f²)/2f = 13,7 [m] avec R = d/2

Surface de la coupole : Sc =2π.Rs.f = 98,4 [m2]

Volume de la coupole: Vc = Sc . ec = 98,4 x 0,123 = 12,1 [m3]

Poids total de la coupole : P coupole= [(ec x γ b) + 175] x Sc = 47 487,2 [Kg] (175 étant

la surcharge considérée)

Paroi cuve

Epaisseur mur de la paroi cuve ecuve= 0,10 [m]

Diamètre extérieur de la cuve : Dext= d + 2 x 0,10 = 11,20 [m]

Poids total de la paroi cuve : P cuve = h γb = 43791,13 [Kg]

Armatures de la Paroi cylindrique

Pression hydrostatique :

Effort normale de compression :

Armature de cerces :

Ainsi, nous avons divisé la cuve par tranche de 1 [m] et les résultats sont portés dans

le tableau ci-dessous :

Tranche Z [m] P [Kg/m2] N [Kg] A [cm2] Section réelle

I 1 1000 5481,22376 3,42576485 5Ф10

II 2 2000 10962,4475 6,8515297 9Ф10

III 3 3000 16443,6713 10,2772946 10Ф12

IV 4 4000 21924,895 13,7030594 7Ф16

V 5 5000 27406,1188 17,1288243 9Ф16

Concernant les armatures longitudinales, dans la pratique, ils sont minorés de 80 %

des diamètres des armatures principales.

Enduit

Epaisseur de l’enduit : e = 0,01 [m]

Enduit de la coupole : 2x (Sc x e x γ enduit) = 2 x 98,4 x 2300 = 4527,27 [Kg]

Enduit de la paroi cuve : (2 x π x d x h) x e x γ enduit = 2x 3,14 x 11 x 5 x 0,01 x 2300

= 7984,73 [Kg]


2013

XVI

Poids total enduit : P enduit = 4527,27 + 7984,73 = 12512,01 [Kg]

Radier

Epaisseur du radier : eradier = 0,15 [m]

Surface du radier : = 97,8 [m2]

Poids du radier : P radier = S radier x e radier x γ b = 97,8 x 0,15 x 2500 = 36679,2 [Kg]

Sous-pression : = 375 [Kg/m2]

Moment de flexion : = 1835,84 [Kgm]

Section d’armature du radier :

Hu = e radier + 5/2 – enrobage et ε = 0,75 (abaque déterminé par abaque)

AN : A= 10,55 [cm²] soit un quadrillage de 7Ф14 par mètre de section.

Support (Piliers et entretoises)

Hauteur pilier : hp = 4,0 [m]

Section horizontale : ap x bp = 0,30 [m] x 0,30 [m]

Hauteur entretoise : he = 0,40 [m]

Epaisseur entretoise : e entretoise = 0,30 [m]

Longueur entretoise : L entretoise = (3,14 x d’)-(6 x ap) avec d’= 7,70 [m] : distance entre

axe des piliers

Poids total des piliers : P piliers = 6 x ap x bp x hp x γ b = 5400 [Kg]

Poids de l’entretoise : P entretoise = he x e entretoise x L entretoise x γ b= 6713,4 [Kg]

Semelle de fondation

Soit la dimension des semelles : 2,00 [m] x 2,00 [m]

Vérification des piliers au flambement

Soit lo longueur libre de la pièce et lf longueur de flambement.

La partie supérieure du pilier est encastrée à un côté et articulée à l’autre côté donc :


2013

XVII

La vérification au flambement est caractérisée par l’élancement avec i : rayon

de giration.

Si λ < 35, on ne tient pas compte du flambement.

Où I : moment d’inertie et B section du pilier telles que :

avec et d’où

ap et bp sont les dimensions du pilier : ap = bp = 0,30 [m]

Avec, lo = 2 [m], on a : lf = 1,4 [m] d’où on ne tient pas

compte du flambement.

Concernant la partie inférieure, elle est encastrée des deux côtés donc :

Avec, lo = 2 [m], on a : lf = 1 [m] d’où on ne tient pas

compte du flambement.

Ainsi, on peut dire alors que les piliers ne sont susceptibles au flambement.

Armature de la semelle et des piliers support

Armature de la semelle de fondation

Soit :

d1 = distance bord béton axe fer 1° nappe = 0,03 m

d2 = distance bord béton axe fer 2° nappe = 0,04 m

Soit aussi Lx et Ly les dimensions respectives de la semelle suivant les axes Ox et Oy

ainsi que lx et ly les dimensions du pilier.

On doit vérifier que : avec N : Charge supportée par une semelle

Pour le calcul de l’épaisseur de la semelle, on a :

Dans notre cas, Lx =Ly = 2,00 [m] et lx = ly = 0,30 [m]


2013

XVIII

D’où prenons hs = 0,45 [m]

Fx= Forces suivant Ox ; )(8

)(

1dhs

lLNF xx

x

= 53519 [Kg]

Fy= force suivant Oy ; )(8

)(

2dhs

lLNF

yy

y

= 54824 [Kg]

Ax = armature suivant Ox : = 33,44 [cm2] Soit Ax~ 7 25

Ay = armature suivant Oy ; = 34,26 [cm2] Soit Ay~ 7 25

Armatures des piles (ou poteaux)

Considérons les hypothèses suivantes :

-Béton dosé à 350 [Kg/m3] avec du ciment CEMI 42,5 : fc28 = 20 [MPa]

-Aciers constitutifs de l’armature : FeE500

Le calcul des poteaux est conduit à l’ELU (Etat Limite Ultime), la section d’armature est donnée par :

]

= 434,78 [MPa]

= 11,3 [MPa]

= 0,08 [m2]

Si λ < 50

Pour notre cas : λ = 16,3 β = 1,04

Nu = 1,35G + 1,5Q

Avec G : Poids total du réservoir vide supporté par un poteau = 1,4/6 = 0,23 [MN]

Q : Poids total de l’eau dans le réservoir = 4,75/6 = 0,8 [MN]

Soit Nu = 1,51 [MN]

] A = 15,8 [cm2] soit 8 Ф 16.


2013

XIX

Annexe 8 : Calcul Réseaux de distribution

Réseau 1: Andranomangatsiaka

Tronçons Type de conduite

L (m) Q

(L/s) D

(mm) j (m/m) V (m/s) ΔH (m)

ΔHtot (m)

H amont

H aval Z

amont Z aval V²/2g

P amont

P aval

RE A PVC 54,5 9,94 113 0,0082 0,99 0,45 0,49 103,00 102,51 100,00 96,76 0,05 3,00 5,75

A B PVC 88,27 9,94 113 0,0082 0,99 0,72 0,79 102,51 101,71 96,76 94,69 0,05 5,75 7,02

B BF1 PEHD 18,23 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,25 0,27 101,71 101,44 94,69 93,73 0,01 7,02 7,71

B C PVC 321,9 9,48 113 0,0075 0,95 2,43 2,67 101,71 99,05 94,69 85,66 0,05 7,02 13,39

C BF2 PEHD 39,66 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,53 0,59 99,05 98,46 85,66 85,24 0,01 13,39 13,22

C D PEHD 100 0,29 26,2 0,0176 0,54 1,76 1,94 99,05 97,11 85,66 77,54 0,01 13,39 19,57

D BFe 8 PEHD 5,68 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,08 0,08 97,11 97,02 77,54 77,53 0,01 19,57 19,49

C E PVC 101,2 7,69 99,4 0,0096 0,99 0,97 1,07 99,05 97,98 85,66 82,94 0,05 13,39 15,04

E F PVC 76,04 7,38 99,4 0,0089 0,95 0,68 0,75 97,98 97,23 82,94 80,88 0,05 15,04 16,35

F G PVC 66,17 3,88 99,4 0,0029 0,50 0,19 0,21 97,23 97,02 80,88 76,95 0,01 16,35 20,07

G BF3 PEHD 5,27 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,07 0,08 97,02 96,94 76,95 76,12 0,01 20,07 20,82

G H PVC 37,97 3,50 99,4 0,0024 0,45 0,09 0,10 97,02 96,92 76,95 77,20 0,01 20,07 19,72

H I PEHD 71,12 3,42 76,8 0,0079 0,74 0,56 0,62 96,92 96,30 77,20 72,74 0,03 19,72 23,56

I J PEHD 72,72 0,33 34 0,0065 0,37 0,47 0,52 96,30 95,78 72,74 73,14 0,01 23,56 22,64

J BF4 PEHD 9,05 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,12 0,13 95,78 95,65 73,14 72,92 0,01 22,64 22,73

I K PEHD 53,17 2,71 76,8 0,0053 0,58 0,28 0,31 96,30 95,99 72,74 70,25 0,02 23,56 25,74

K BFe 6 PEHD 2,75 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,04 0,04 95,99 95,95 70,25 70,22 0,01 25,74 25,73

K L PEHD 72,18 1,85 64 0,0064 0,58 0,47 0,51 95,99 95,48 70,25 70,81 0,02 25,74 24,67

L M PEHD 138,1 0,67 34 0,0217 0,73 3,00 3,30 95,48 92,18 70,81 67,76 0,03 24,67 24,42

M BFe 14 PEHD 6,64 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,09 0,10 92,18 92,08 67,76 67,75 0,01 24,42 24,33

K N PEHD 90,34 0,54 34 0,0151 0,60 1,36 1,50 95,99 94,49 70,25 61,56 0,02 25,74 32,93

N O PEHD 60,15 0,27 26,2 0,0155 0,50 0,93 1,02 94,49 93,47 61,56 62,45 0,01 32,93 31,02

O BFe1 PEHD 4,24 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,06 0,06 93,47 93,40 62,45 62,47 0,01 31,02 30,93

N P PEHD 179,8 0,25 26,2 0,0135 0,46 2,42 2,66 94,49 91,83 61,56 63,24 0,01 32,93 28,59


2013

XX

P BF5 PEHD 9,85 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,13 0,15 91,83 91,68 63,24 65,70 0,01 28,59 25,98

L Q PEHD 101,8 1,15 42,6 0,0192 0,80 1,96 2,15 95,48 93,33 70,81 60,92 0,03 24,67 32,41

Q BF6 PEHD 9,84 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,13 0,15 93,33 93,18 60,92 60,96 0,01 32,41 32,22

Q R PEHD 60,10 0,85 42,6 0,0115 0,60 0,69 0,76 93,33 92,57 60,92 60,38 0,02 32,41 32,19

R S PEHD 12,25 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,16 0,18 92,57 92,39 60,38 60,65 0,01 32,19 31,74

S T PEHD 155,7 0,25 26,2 0,0135 0,46 2,10 2,31 92,39 90,08 60,65 61,18 0,01 31,74 28,90

T BF7 PEHD 8,78 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,12 0,13 90,08 89,95 61,18 61,27 0,01 28,90 28,68

R U PEHD 47,71 0,50 34 0,0131 0,55 0,63 0,69 92,57 91,88 60,38 60,30 0,02 32,19 31,58

U V PEHD 41,61 0,48 34 0,0122 0,53 0,51 0,56 91,88 91,32 60,30 60,34 0,01 31,58 30,98

V W PEHD 56,99 0,46 34 0,0113 0,51 0,64 0,71 91,32 90,61 60,34 60,38 0,01 30,98 30,23

W BF8 PEHD 8,34 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,11 0,12 90,61 90,49 60,38 61,00 0,01 30,23 29,49

F X PEHD 17,13 3,19 76,8 0,0070 0,69 0,12 0,13 97,23 97,10 80,88 80,36 0,02 16,35 16,74

X BFe7 PEHD 5,42 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,07 0,08 97,10 97,02 80,36 80,31 0,01 16,74 16,71

X Y PEHD 21,92 2,90 76,8 0,0059 0,63 0,13 0,14 97,10 96,95 80,36 77,94 0,02 16,74 19,01

Y Z PEHD 84,19 0,29 26,2 0,0176 0,54 1,48 1,63 96,95 95,32 77,94 76,42 0,01 19,01 18,90

Z BF9 PEHD 18,23 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,25 0,27 95,32 95,05 76,42 76,86 0,01 18,90 18,19

Y A1 PEHD 78,15 2,59 76,8 0,0049 0,56 0,38 0,42 96,95 96,54 77,94 76,35 0,02 19,01 20,19

A1 BF10 PEHD 24,03 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,32 0,36 96,54 96,18 76,35 76,71 0,01 20,19 19,47

A1 B1 PEHD 49,82 2,25 64 0,0091 0,70 0,45 0,50 96,54 96,04 76,35 75,47 0,03 20,19 20,57

B1 BFe13 PEHD 12,08 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,16 0,18 96,04 95,86 75,47 73,17 0,01 20,57 22,69

B1 C1 PEHD 76,88 1,96 64 0,0071 0,61 0,55 0,60 96,04 95,44 75,47 73,86 0,02 20,57 21,58

C1 D1 PEHD 168,1 1,88 64 0,0066 0,58 1,11 1,22 95,44 94,22 73,86 72,34 0,02 21,58 21,88

D1 E1 PEHD 38,61 0,67 34 0,0217 0,73 0,84 0,92 94,22 93,29 72,34 74,85 0,03 21,88 18,44

E1 BF11 PEHD 15,56 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,21 0,23 93,29 93,06 74,85 74,47 0,01 18,44 18,59

E1 F1 PEHD 57,85 0,33 26,2 0,0223 0,62 1,29 1,42 93,29 91,88 74,85 75,73 0,02 18,44 16,15

F1 BF12 PEHD 16,81 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,23 0,25 91,88 91,63 75,73 75,42 0,01 16,15 16,21

D1 G1 PEHD 62,78 0,27 26,2 0,0155 0,50 0,97 1,07 94,22 93,15 72,34 66,08 0,01 21,88 27,07

G1 H1 PEHD 40,80 0,23 26,2 0,0116 0,43 0,47 0,52 93,15 92,63 66,08 67,15 0,01 27,07 25,48


2013

XXI

Réseau 2: Réservoir (Androfiamadinika)-Morafenokely


L (m) Q

(L/s) D


ΔHtot (m)

H amont

H aval Z

amont Z aval V²/2g

P amont

P aval

RE 2 1 PVC 82,91 32,87 184,6 0,0064 1,23 0,53 0,59 140,99 140,40 137,99 132,04 0,08 3,00 8,36

1 2 PVC 83,37 31,91 184,6 0,0061 1,19 0,51 0,56 140,40 139,84 132,04 131,02 0,07 8,36 8,82

2 3 PVC 45,00 31,91 184,6 0,0061 1,19 0,28 0,30 139,84 139,54 131,02 131,24 0,07 8,82 8,30

3 4 PVC 42,36 31,91 184,6 0,0061 1,19 0,26 0,29 139,54 139,25 131,24 126,17 0,07 8,30 13,08

4 5 PVC 101,7 31,91 184,6 0,0061 1,19 0,62 0,68 139,25 138,57 126,17 127,08 0,07 13,08 11,49

5 6 PVC 41,05 31,91 184,6 0,0061 1,19 0,25 0,28 138,57 138,29 127,08 123,36 0,07 11,49 14,93

6 7 PVC 31,23 31,91 184,6 0,0061 1,19 0,19 0,21 138,29 138,08 123,36 120,53 0,07 14,93 17,55

7 8 PVC 197,9 31,91 184,6 0,0061 1,19 1,21 1,33 138,08 136,75 120,53 117,40 0,07 17,55 19,35

8 9 PVC 71,33 31,91 184,6 0,0061 1,19 0,44 0,48 136,75 136,27 117,40 115,27 0,07 19,35 21,00

9 10 PVC 69,54 31,91 184,6 0,0061 1,19 0,43 0,47 136,27 135,80 115,27 114,09 0,07 21,00 21,71

10 11 PVC 119,2 31,91 184,6 0,0061 1,19 0,73 0,80 135,80 135,00 114,09 113,33 0,07 21,71 21,67

11 12 PVC 138,8 31,91 184,6 0,0061 1,19 0,85 0,93 135,00 134,06 113,33 109,02 0,07 21,67 25,04

12 13 PVC 100,8 31,91 184,6 0,0061 1,19 0,62 0,68 134,06 133,38 109,02 108,76 0,07 25,04 24,62

13 14 PVC 282,9 31,91 184,6 0,0061 1,19 1,73 1,91 133,38 131,48 108,76 101,97 0,07 24,62 29,51

14 BF13 PEHD 23,37 0,25 21 0,0385 0,72 0,90 0,99 131,48 130,49 101,97 101,21 0,03 29,51 29,28

14 15 PVC 116,9 31,66 184,6 0,0060 1,18 0,71 0,78 131,48 130,70 101,97 99,34 0,07 29,51 31,36

15 16 PVC 91,33 31,66 184,6 0,0060 1,18 0,55 0,61 130,70 130,09 99,34 96,13 0,07 31,36 33,96


2013

XXII

Réseau 2: Morafenokely


L (m) Q

(L/s) D


ΔHtot (m)

H amont

H aval Z

amont Z aval V²/2g

P amont

P aval

16 17 PVC 49,32 20,68 147,6 0,0083 1,21 0,41 0,45 130,09 129,64 96,13 95,87 0,07 33,96 33,77

17 BF14 PEHD 13,99 0,25 21 0,0385 0,72 0,54 0,59 129,64 129,05 95,87 96,25 0,03 33,77 32,80

17 18 PVC 118,2 20,43 147,6 0,0081 1,19 0,96 1,06 129,64 128,59 95,87 91,72 0,07 33,77 36,87

18 19 PEHD 78,51 1,50 64 0,0045 0,47 0,35 0,38 128,59 128,20 91,72 95,46 0,01 36,87 32,74

19 BF15 PEHD 82,77 0,25 21 0,0385 0,72 3,19 3,51 128,20 124,70 95,46 94,13 0,03 32,74 30,57

19 20 PEHD 63,53 0,69 42,6 0,0079 0,48 0,50 0,55 128,20 127,65 95,46 99,12 0,01 32,74 28,53

18 21 PVC 60,62 18,85 147,6 0,0070 1,10 0,43 0,47 128,59 128,12 91,72 91,70 0,06 36,87 36,42

21 BFe10 PEHD 4,96 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,07 0,07 128,12 128,04 91,70 91,44 0,01 36,42 36,60

21 22 PVC 81,16 18,58 147,6 0,0069 1,09 0,56 0,61 128,12 127,50 91,70 90,47 0,06 36,42 37,03

22 23 PVC 96,2 18,54 147,6 0,0068 1,08 0,66 0,72 127,50 126,78 90,47 89,93 0,06 37,03 36,85

23 BFe11 PEHD 2,00 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,03 0,03 126,78 126,75 89,93 90,18 0,01 36,85 36,57

23 24 PVC 66,44 18,20 147,6 0,0066 1,06 0,44 0,48 126,78 126,29 89,93 89,78 0,06 36,85 36,51

24 BF16 PEHD 8,00 0,25 21 0,0385 0,72 0,31 0,34 126,29 125,96 89,78 90,34 0,03 36,51 35,62

24 25 PVC 65,22 17,89 184,6 0,0022 0,67 0,15 0,16 126,29 126,13 89,78 89,25 0,02 36,51 36,88

25 BFe12 PEHD 7,66 0,25 21 0,0385 0,72 0,29 0,32 126,13 125,81 89,25 89,01 0,03 36,88 36,80

25 26 PVC 75,99 17,60 184,6 0,0022 0,66 0,16 0,18 126,13 125,95 89,25 88,20 0,02 36,88 37,75

26 27 PVC 170,2 17,56 184,6 0,0022 0,66 0,37 0,40 125,95 125,55 88,20 85,96 0,02 37,75 39,59

27 BF17 PEHD 15,25 0,25 21 0,0385 0,72 0,59 0,65 125,55 124,91 85,96 85,85 0,03 39,59 39,06

27 28 PVC 80,32 15,22 184,6 0,0017 0,57 0,13 0,15 125,55 125,40 85,96 82,90 0,02 39,59 42,50

28 29 PEHD 95,7 0,57 26,2 0,0571 1,06 5,46 6,01 125,40 119,39 82,90 85,17 0,06 42,50 34,22

29 BF18 PEHD 5,00 0,25 21 0,0385 0,72 0,19 0,21 119,39 119,18 85,17 83,18 0,03 34,22 36,00

29 30 PEHD 88,17 0,30 26,2 0,0185 0,56 1,63 1,80 119,39 117,60 85,17 90,96 0,02 34,22 26,64

30 BF19 PEHD 9,00 0,25 21 0,0385 0,72 0,35 0,38 117,60 117,22 90,96 91,24 0,03 26,64 25,98

28 31 PVC 40,94 14,65 184,6 0,0016 0,55 0,06 0,07 125,40 125,33 82,90 81,95 0,02 42,50 43,38

31 32 PEHD 60,97 0,25 21 0,0385 0,72 2,35 2,58 125,33 122,75 81,95 79,40 0,03 43,38 43,35

32 BF20 PEHD 13,15 0,25 21 0,0385 0,72 0,51 0,56 122,75 122,19 79,40 79,45 0,03 43,35 42,74

31 33 PVC 262 14,40 184,6 0,0015 0,54 0,40 0,44 125,33 124,89 81,95 74,23 0,01 43,38 50,66


2013

XXIII

Réseau 2: Anosikely Avaratra


L (m) Q

(L/s) D


ΔHtot (m)

H amont

H aval Z

amont Z aval V²/2g

P amont

P aval

33 BF21 PEHD 71,37 0,25 21 0,0385 0,72 2,75 3,02 124,89 121,87 74,23 72,84 0,03 50,66 49,03

33 34 PVC 140,3 8,38 113 0,0061 0,84 0,85 0,94 124,89 123,96 74,23 74,26 0,04 50,66 49,70

34 BF22 PEHD 15,83 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,21 0,23 123,96 123,72 74,26 74,88 0,01 49,70 48,84

34 35 PVC 55,67 8,07 113 0,0057 0,80 0,32 0,35 123,96 123,61 74,26 73,86 0,03 49,70 49,75

35 36 PVC 31,43 7,92 113 0,0055 0,79 0,17 0,19 123,61 123,42 73,86 72,96 0,03 49,75 50,46

36 BF23 PEHD 25,12 0,25 21 0,0385 0,72 0,97 1,06 123,42 122,36 72,96 72,38 0,03 50,46 49,98

36 37 PVC 119,9 7,57 113 0,0051 0,75 0,61 0,67 123,42 122,75 72,96 75,80 0,03 50,46 46,95

37 BFe15 PEHD 6,38 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,09 0,09 122,75 122,66 75,80 75,87 0,01 46,95 46,79

37 38 PVC 47,56 7,21 113 0,0047 0,72 0,22 0,24 122,75 122,51 75,80 75,88 0,03 46,95 46,63

38 39 PEHD 52,24 1,94 76,8 0,0029 0,42 0,15 0,17 122,51 122,34 75,88 76,72 0,01 46,63 45,62

39 40 PEHD 43,85 1,29 64 0,0034 0,40 0,15 0,17 122,34 122,17 76,72 76,32 0,01 45,62 45,85

40 BFe16 PEHD 8,92 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,12 0,13 122,17 122,04 76,32 76,57 0,01 45,85 45,47

40 41 PEHD 50,06 0,63 34 0,0194 0,69 0,97 1,07 122,17 121,10 76,32 73,17 0,02 45,85 47,93

41 42 PEHD 36,1 0,63 34 0,0194 0,69 0,70 0,77 121,10 120,33 73,17 70,32 0,02 47,93 50,01

42 43 PEHD 43,82 0,58 34 0,0172 0,64 0,75 0,83 120,33 119,50 70,32 67,10 0,02 50,01 52,40

43 BF24 PEHD 83,53 0,25 21 0,0385 0,72 3,22 3,54 119,50 115,97 67,10 67,82 0,03 52,40 48,15

43 44 PEHD 33,22 0,33 26,2 0,0223 0,62 0,74 0,81 119,50 118,69 67,10 64,77 0,02 52,40 53,92

44 BFe17 PEHD 112 0,31 21 0,0569 0,90 6,37 7,01 118,69 111,68 64,77 64,72 0,04 53,92 46,96

39 45 PEHD 183,8 0,60 34 0,0183 0,67 3,36 3,70 122,34 118,64 76,72 73,85 0,02 45,62 44,79

45 46 PEHD 35,95 0,52 34 0,0141 0,57 0,51 0,56 118,64 118,08 73,85 71,77 0,02 44,79 46,31

46 BF25 PEHD 30,65 0,25 21 0,0385 0,72 1,18 1,30 118,08 116,78 71,77 68,34 0,03 46,31 48,44

46 BF26 PEHD 39,47 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,53 0,58 118,08 117,50 71,77 71,87 0,01 46,31 45,63

38 47 PVC 125,3 5,21 99,4 0,0049 0,67 0,61 0,67 122,51 121,84 75,88 77,20 0,02 46,63 44,64

47 BF27 PEHD 21,07 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,28 0,31 121,84 121,52 77,20 75,19 0,01 44,64 46,33

47 48 PVC 125,9 4,94 99,4 0,0044 0,64 0,56 0,61 121,84 121,22 77,20 76,18 0,02 44,64 45,04

48 49 PVC 144,7 4,69 99,4 0,0040 0,60 0,59 0,64 121,22 120,58 76,18 74,25 0,02 45,04 46,33


2013

XXIV

49 50 PVC 39,37 4,57 99,4 0,0039 0,59 0,15 0,17 120,58 120,41 74,25 73,25 0,02 46,33 47,16

50 BFe18 PEHD 7,88 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,11 0,12 120,41 120,30 73,25 72,51 0,01 47,16 47,79

50 BF28 PEHD 64,3 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,87 0,95 120,41 119,46 73,25 73,20 0,01 47,16 46,26

50 51 PEHD 163,7 4,05 64 0,0253 1,26 4,13 4,55 120,41 115,86 73,25 69,53 0,08 47,16 46,33

51 52 PEHD 53,36 3,36 64 0,0182 1,04 0,97 1,07 115,86 114,79 69,53 66,58 0,06 46,33 48,21

52 BF29 PEHD 21,84 0,25 21 0,0385 0,72 0,84 0,92 114,79 113,87 66,58 65,86 0,03 48,21 48,01

52 53 PEHD 53,56 3,00 76,8 0,0063 0,65 0,34 0,37 114,79 114,42 66,58 65,05 0,02 48,21 49,37

Réseau 2:Antaninandro


L (m) Q

(L/s) D


ΔHtot (m)

H amont

H aval Z

amont Z aval V²/2g

P amont

P aval

53 54 PEHD 51,97 3,00 76,8 0,0063 0,65 0,33 0,36 114,42 114,06 65,05 65,04 0,021 49,37 49,02

54 55 PEHD 111,2 3,00 76,8 0,0063 0,65 0,70 0,77 114,06 113,29 65,04 64,85 0,021 49,02 48,44

55 56 PEHD 108,8 3,00 76,8 0,0063 0,65 0,69 0,76 113,29 112,53 64,85 64,54 0,021 48,44 47,99

56 57 PEHD 143,4 3,00 76,8 0,0063 0,65 0,91 1,00 112,53 111,54 64,54 69,42 0,021 47,99 42,12

57 BF30 PEHD 52,16 0,25 21 0,0385 0,72 2,01 2,21 111,54 109,33 69,42 64,47 0,027 42,12 44,86

57 58 PEHD 80,21 2,75 76,8 0,0054 0,59 0,43 0,48 111,54 111,06 69,42 72,73 0,018 42,12 38,33

58 BF31 PEHD 12,83 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,17 0,19 111,06 110,87 72,73 74,34 0,011 38,33 36,53

58 59 PEHD 77,72 0,25 26,2 0,0135 0,46 1,05 1,15 111,06 109,91 72,73 73,10 0,011 38,33 36,81

59 BF32 PEHD 18,12 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,24 0,27 109,91 109,64 73,10 72,63 0,011 36,81 37,01

58 60 PEHD 145,2 2,25 76,8 0,0038 0,49 0,55 0,61 111,06 110,45 72,73 72,83 0,012 38,33 37,62

60 BF33 PEHD 23,01 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,31 0,34 110,45 110,11 72,83 73,06 0,011 37,62 37,05

60 61 PEHD 66,45 0,75 34 0,0267 0,83 1,77 1,95 110,45 108,50 72,83 70,93 0,035 37,62 37,57

61 BF34 PEHD 15,69 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,21 0,23 108,50 108,27 70,93 69,77 0,011 37,57 38,50

61 62 PEHD 164 0,50 34 0,0131 0,55 2,15 2,37 108,50 106,13 70,93 64,27 0,015 37,57 41,86

62 BF35 PEHD 20,95 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,28 0,31 106,13 105,82 64,27 66,70 0,011 41,86 39,12

62 63 PEHD 110,8 0,25 26,2 0,0135 0,46 1,49 1,64 106,13 104,49 64,27 71,17 0,011 41,86 33,32

63 BF36 PEHD 25,43 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,34 0,38 104,49 104,11 71,17 67,27 0,011 33,32 36,84


2013

XXV

60 64 PEHD 217,3 1,25 42,6 0,0225 0,88 4,89 5,38 110,45 105,07 72,83 67,18 0,040 37,62 37,89

64 BF37 PEHD 29,22 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,39 0,43 105,07 104,64 67,18 69,79 0,011 37,89 34,85

64 65 PEHD 86,16 1,00 42,6 0,0152 0,70 1,31 1,44 105,07 103,63 67,18 74,61 0,025 37,89 29,02

65 BF38 PEHD 28,53 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,38 0,42 103,63 103,21 74,61 75,50 0,011 29,02 27,71

65 BF39 PEHD 30,75 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,41 0,46 103,63 103,17 74,61 73,15 0,011 29,02 30,02

Réseau 2: Antanambao


L (m) Q

(L/s) D


ΔHtot (m)

H amont

H aval Z

amont Z aval V²/2g

P amont

P aval

33 BF40 PEHD 10 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,13 0,15 124,89 124,75 74,23 78,97 0,01 50,66 45,78

33 66 PVC 145,2 4,90 99,4 0,0044 0,63 0,63 0,70 124,89 124,20 74,23 72,76 0,02 50,66 51,44

66 BFe19 PEHD 5,28 0,25 21 0,0385 0,72 0,20 0,22 124,20 123,97 72,76 72,75 0,03 51,44 51,22

66 67 PEHD 65,91 2,98 76,8 0,0062 0,64 0,41 0,45 124,20 123,75 72,76 73,12 0,02 51,44 50,63

67 68 PEHD 40,51 2,77 76,8 0,0055 0,60 0,22 0,24 123,75 123,50 73,12 71,4 0,02 50,63 52,10

68 BF41 PEHD 12,57 0,25 21 0,0385 0,72 0,48 0,53 123,50 122,97 71,4 71,75 0,03 52,10 51,22

68 69 PEHD 160 2,42 76,8 0,0043 0,52 0,69 0,76 123,50 122,74 71,4 69,75 0,01 52,10 52,99

69 BFe20 PEHD 5,87 0,25 21 0,0385 0,72 0,23 0,25 122,74 122,49 69,75 69,64 0,03 52,99 52,85

69 70 PEHD 107,7 2,15 76,8 0,0035 0,46 0,38 0,42 122,74 122,33 69,75 75,32 0,01 52,99 47,01

70 71 PEHD 78,44 2,11 76,8 0,0034 0,45 0,27 0,29 122,33 122,03 75,32 79,95 0,01 47,01 42,08

71 BF42 PEHD 18,28 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,25 0,27 122,03 121,76 79,95 80,05 0,01 42,08 41,71

71 72 PEHD 102,2 1,86 76,8 0,0027 0,40 0,28 0,31 122,03 121,73 79,95 83,99 0,01 42,08 37,74

72 73 PEHD 110,5 1,79 76,8 0,0026 0,39 0,28 0,31 121,73 121,42 83,99 91,04 0,01 37,74 30,38

73 BF43 PEHD 21,18 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,29 0,31 121,42 121,10 91,04 88,16 0,01 30,38 32,94

73 74 PEHD 212,1 1,50 64 0,0045 0,47 0,94 1,04 121,42 120,38 91,04 94,78 0,01 30,38 25,60

74 BF44 PEHD 13,05 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,18 0,19 120,38 120,18 94,78 94,18 0,01 25,60 26,00

74 75 PEHD 204,1 1,25 64 0,0032 0,39 0,66 0,73 120,38 119,65 94,78 96,28 0,01 25,60 23,37

75 BF45 PEHD 19,85 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,27 0,29 119,65 119,36 96,28 95,75 0,01 23,37 23,61

75 76 PEHD 122,6 1,00 64 0,0022 0,31 0,27 0,30 119,65 119,36 96,28 98,57 0,00 23,37 20,79


2013

XXVI

Réseau 2: Ambalaranokely


L (m) Q

(L/s) D


ΔHtot (m)

H amont

H aval Z

amont Z aval V²/2g

P amont

P aval

76 77 PEHD 130 1,00 53,6 0,0051 0,44 0,66 0,73 119,36 118,63 98,57 105,54 0,01 20,79 13,09

77 78 PEHD 95,56 1,00 53,6 0,0051 0,44 0,49 0,53 118,63 118,10 105,54 111,78 0,01 13,09 6,32

78 BF46 PEHD 20,6 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,28 0,31 118,10 117,79 111,78 114,46 0,01 6,32 3,33

78 79 PEHD 49,5 0,75 53,6 0,0031 0,33 0,15 0,17 118,10 117,93 111,78 111,81 0,01 6,32 6,12

79 80 PEHD 268 0,75 53,6 0,0031 0,33 0,82 0,91 117,93 117,02 111,81 114,16 0,01 6,12 2,86

80 BF47 PEHD 4,5 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,06 0,07 117,02 116,96 114,16 114,23 0,01 2,86 2,73

80 81 PEHD 301 0,50 42,6 0,0045 0,35 1,35 1,49 117,02 115,53 114,16 110,02 0,01 2,86 5,51

81 BF48 PEHD 25,24 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,34 0,37 115,53 115,16 110,02 111,24 0,01 5,51 3,92

81 82 PEHD 100,3 0,25 34 0,0039 0,28 0,39 0,43 115,53 115,10 110,02 109,55 0,00 5,51 5,55

82 BF49 PEHD 4,92 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,07 0,07 115,10 115,03 109,55 111,09 0,01 5,55 3,94

Réseau 2: Morarano


L (m) Q

(L/s) D


ΔHtot (m)

H amont

H aval Z

amont Z aval V²/2g

P amont

P aval

122 145 PEHD 147,4 0,75 42,6 0,0091 0,53 1,35 1,48 99,34 97,86 73,13 79,64 0,01 26,21 18,22

145 146 PEHD 100 0,75 42,6 0,0091 0,53 0,92 1,01 97,86 96,85 79,64 86,37 0,01 18,22 10,48

146 BF73 PEHD 22,29 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,30 0,33 96,85 96,52 86,37 88,91 0,01 10,48 7,61

146 BF74 PEHD 83,91 0,25 26,2 0,0135 0,46 1,13 1,24 96,85 95,61 86,37 85,81 0,01 10,48 9,80

146 147 PEHD 205,3 0,25 26,2 0,0135 0,46 2,76 3,04 96,85 93,81 86,37 85,24 0,01 10,48 8,57

147 BF75 PEHD 38,29 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,52 0,57 93,81 93,25 85,24 83,99 0,01 8,57 9,26


2013

XXVII

Réseau 2: Anosikely Atsimo


L (m) Q

(L/s) D


ΔHtot (m)

H amont

H aval Z

amont Z aval V²/2g

P amont

P aval

16 A' PVC 49,78 10,98 99,4 0,0179 1,42 0,89 0,98 130,09 129,11 96,13 96,76 0,10 33,96 32,35

A' 83 PVC 221,4 10,96 99,4 0,0179 1,41 3,95 4,35 129,11 124,76 96,76 89,19 0,10 32,35 35,57

83 BFe9 PEHD 3,36 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,05 0,05 124,76 124,71 89,19 89,09 0,01 35,57 35,62

83 84 PVC 9,89 9,98 99,4 0,0152 1,29 0,15 0,16 124,76 124,60 89,19 87,46 0,08 35,57 37,14

84 85 PEHD 84,04 0,25 21 0,0385 0,72 3,24 3,56 124,60 121,04 87,46 83,59 0,03 37,14 37,45

85 BF50 PEHD 66,17 0,25 21 0,0385 0,72 2,55 2,80 121,04 118,24 83,59 79,20 0,03 37,45 39,04

84 86 PVC 68,06 9,73 99,4 0,0145 1,25 0,99 1,09 124,60 123,51 87,46 80,22 0,08 37,14 43,29

86 BF51 PEHD 13,13 0,25 21 0,0385 0,72 0,51 0,56 123,51 122,96 80,22 78,40 0,03 43,29 44,56

86 87 PVC 68,24 9,48 99,4 0,0139 1,22 0,95 1,04 123,51 122,47 80,22 79,62 0,08 43,29 42,85

87 88 PVC 250 9,48 99,4 0,0139 1,22 3,46 3,81 122,47 118,66 79,62 63,30 0,08 42,85 55,36

88 BF52 PEHD 8,25 0,25 21 0,0385 0,72 0,32 0,35 118,66 118,31 63,30 65,05 0,03 55,36 53,26

88 89 PVC 15,56 9,23 99,4 0,0132 1,19 0,21 0,23 118,66 118,43 63,30 63,35 0,07 55,36 55,08

89 90 PEHD 144,9 0,70 34 0,0239 0,78 3,46 3,81 118,43 114,62 63,35 62,20 0,03 55,08 52,42

90 BF53 PEHD 59,74 0,25 21 0,0385 0,72 2,30 2,53 114,62 112,09 62,20 63,29 0,03 52,42 48,80

90 91 PEHD 97,89 0,37 26,2 0,0268 0,69 2,63 2,89 114,62 111,73 62,20 65,14 0,02 52,42 46,59

91 92 PEHD 65,15 0,31 26,2 0,0194 0,57 1,27 1,39 111,73 110,34 65,14 65,38 0,02 46,59 44,96

92 93 PEHD 28,99 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,39 0,43 110,34 109,91 65,38 67,06 0,01 44,96 42,85

93 BF54 PEHD 11,38 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,15 0,17 109,91 109,74 67,06 67,93 0,01 42,85 41,81

89 94 PVC 49,44 8,53 99,4 0,0115 1,10 0,57 0,63 118,43 117,81 63,35 65,05 0,06 55,08 52,76

94 BF55 PEHD 15,36 0,25 21 0,0385 0,72 0,59 0,65 117,81 117,16 65,05 64,42 0,03 52,76 52,74

94 95 PVC 138,6 8,28 99,4 0,0109 1,07 1,51 1,67 117,81 116,14 65,05 69,14 0,06 52,76 47,00

95 96 PVC 302,4 8,28 99,4 0,0109 1,07 3,30 3,63 116,14 112,51 69,14 77,28 0,06 47,00 35,23


2013

XXVIII

Réseau 2: Ambatofotsy


L (m) Q

(L/s) D


ΔHtot (m)

H amont

H aval Z

amont Z aval V²/2g

P amont

P aval

96 97 PEHD 237,3 4,53 76,8 0,0129 0,98 3,07 3,37 112,51 109,13 77,28 86,5 0,05 35,23 22,63

97 BF56 PEHD 18,89 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,25 0,28 109,13 108,85 86,5 86,2 0,01 22,63 22,65

97 98 PEHD 181 4,28 76,8 0,0117 0,92 2,12 2,33 108,85 106,52 86,5 84,51 0,04 22,35 22,01

98 BF57 PEHD 47,1 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,63 0,70 106,52 105,83 84,51 83,88 0,01 22,01 21,95

98 BF58 PEHD 63,54 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,86 0,94 106,52 105,58 84,51 76,1 0,01 22,01 29,48

98 99 PEHD 147,8 3,78 76,8 0,0094 0,82 1,39 1,53 106,52 104,99 84,51 76,02 0,03 22,01 28,97

99 BF59 PEHD 85,55 0,25 26,2 0,0135 0,46 1,15 1,27 104,99 103,73 76,02 70,59 0,01 28,97 33,14

99 100 PEHD 70,17 3,53 76,8 0,0083 0,76 0,59 0,64 104,99 104,35 76,02 74,85 0,03 28,97 29,50

100 BFe3 PEHD 4,46 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,06 0,07 104,35 104,28 74,85 74,8 0,01 29,50 29,48

100 101 PEHD 86,86 3,28 76,8 0,0073 0,71 0,64 0,70 104,35 103,65 74,85 73,26 0,03 29,50 30,39

101 BF60 PEHD 13,3 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,18 0,20 103,65 103,45 73,26 72,16 0,01 30,39 31,29

101 102 PEHD 58,92 3,03 64 0,0152 0,94 0,89 0,98 103,65 102,66 73,26 71,8 0,05 30,39 30,86

102 103 PEHD 39,44 3,03 64 0,0152 0,94 0,60 0,66 102,66 102,00 71,8 66,85 0,05 30,86 35,15

103 104 PEHD 26,41 2,92 64 0,0143 0,91 0,38 0,42 102,00 101,59 66,85 63,24 0,04 35,15 38,35

104 110 PEHD 90,75 1,19 64 0,0030 0,37 0,27 0,30 101,59 101,29 63,24 61,93 0,01 38,35 39,36

110 BF61 PEHD 12,8 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,17 0,19 101,29 101,10 61,93 61,64 0,01 39,36 39,46

110 111 PEHD 34,32 0,88 42,6 0,0120 0,61 0,41 0,45 101,29 100,84 61,93 61,37 0,02 39,36 39,47

111 112 PEHD 36,22 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,49 0,54 100,84 100,30 61,37 60,66 0,01 39,47 39,64

112 BFe5 PEHD 4,29 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,06 0,06 100,30 100,24 60,66 60,79 0,01 39,64 39,45

104 105 PEHD 9,67 1,63 64 0,0051 0,51 0,05 0,05 101,59 101,53 63,24 64,45 0,01 38,35 37,08

105 BFe2 PEHD 2,95 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,04 0,04 101,53 101,49 64,45 64,9 0,01 37,08 36,59

105 106 PEHD 42,01 1,38 64 0,0038 0,43 0,16 0,18 101,53 101,36 64,45 64,38 0,01 37,08 36,98

106 107 PEHD 48,2 0,85 42,6 0,0115 0,60 0,55 0,61 101,36 100,75 64,38 62,79 0,02 36,98 37,96

107 108 PEHD 45,23 0,50 34 0,0131 0,55 0,59 0,65 100,75 100,10 62,79 62,54 0,02 37,96 37,56

108 BFe4 PEHD 6,48 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,09 0,10 100,10 100,00 62,54 62,43 0,01 37,56 37,57

108 109 PEHD 73,23 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,99 1,08 100,10 99,01 62,54 68,35 0,01 37,56 30,66

109 BF62 PEHD 48,8 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,66 0,72 99,01 98,29 68,35 70,74 0,01 30,66 27,55


2013

XXIX

Réseau 2: Anosikely Atsimo-Ambodimanary


L (m) Q

(L/s) D


ΔHtot (m)

H amont

H aval Z

amont Z aval V²/2g

P amont

P aval

96 113 PEHD 94,37 3,75 76,8 0,0093 0,81 0,88 0,97 112,51 111,54 77,28 87,39 0,03 35,23 24,15

113 114 PEHD 88,46 3,75 76,8 0,0093 0,81 0,82 0,91 111,54 110,63 87,39 93,81 0,03 24,15 16,82

114 115 PEHD 135,3 3,75 76,8 0,0093 0,81 1,26 1,38 110,63 109,25 93,81 97,68 0,03 16,82 11,57

115 116 PEHD 53,68 3,75 76,8 0,0093 0,81 0,50 0,55 109,25 108,70 97,68 101,34 0,03 11,57 7,36

116 117 PEHD 119 3,75 76,8 0,0093 0,81 1,11 1,22 108,70 107,48 101,34 94,29 0,03 7,36 13,19

117 118 PEHD 155 3,75 76,8 0,0093 0,81 1,44 1,59 107,48 105,89 94,29 86,89 0,03 13,19 19,00

118 119 PEHD 105,7 3,75 76,8 0,0093 0,81 0,98 1,08 105,89 104,81 86,89 79,69 0,03 19,00 25,12

119 120 PEHD 239 3,75 76,8 0,0093 0,81 2,22 2,45 104,81 102,37 79,69 73,74 0,03 25,12 28,63

120 121 PEHD 162,6 3,75 76,8 0,0093 0,81 1,51 1,66 102,37 100,70 73,74 73,90 0,03 28,63 26,80

121 122 PEHD 132,8 3,75 76,8 0,0093 0,81 1,24 1,36 100,70 99,34 73,90 73,13 0,03 26,80 26,21

Réseau 2: Ambodimanary


L (m) Q

(L/s) D


ΔHtot (m)

H amont

H aval Z

amont Z aval V²/2g

P amont

P aval

122 123 PEHD 50,35 3,00 76,8 0,0063 0,65 0,32 0,35 99,34 98,99 73,13 71,51 0,02 26,21 27,48

123 124 PEHD 33,68 3,00 76,8 0,0063 0,65 0,21 0,23 98,99 98,76 71,51 77,1 0,02 27,48 21,66

124 125 PEHD 110,8 3,00 76,8 0,0063 0,65 0,70 0,77 98,76 97,99 77,1 81,1 0,02 21,66 16,89

125 126 PEHD 62,59 3,00 76,8 0,0063 0,65 0,40 0,43 97,99 97,56 81,1 81,17 0,02 16,89 16,39

126 BF63 PEHD 28,11 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,38 0,42 97,56 97,14 81,17 81,52 0,01 16,39 15,62

126 127 PEHD 28,02 2,75 76,8 0,0054 0,59 0,15 0,17 97,56 97,39 81,17 79,43 0,02 16,39 17,96

127 128 PEHD 74,03 2,75 76,8 0,0054 0,59 0,40 0,44 97,39 96,95 79,43 78,57 0,02 17,96 18,38

128 129 PEHD 43,87 2,75 76,8 0,0054 0,59 0,24 0,26 96,95 96,69 78,57 79,03 0,02 18,38 17,66

129 130 PEHD 51,94 2,75 76,8 0,0054 0,59 0,28 0,31 96,69 96,38 79,03 78,6 0,02 17,66 17,78

130 131 PEHD 54,58 2,75 76,8 0,0054 0,59 0,30 0,33 96,38 96,05 78,6 78,45 0,02 17,78 17,60

131 132 PEHD 56,36 2,75 76,8 0,0054 0,59 0,31 0,34 96,05 95,71 78,45 78,31 0,02 17,60 17,40


2013

XXX

132 133 PEHD 125,3 2,75 76,8 0,0054 0,59 0,68 0,75 95,71 94,97 78,31 77,47 0,02 17,40 17,50

133 134 PEHD 136,1 2,75 76,8 0,0054 0,59 0,74 0,81 94,97 94,15 77,47 76,52 0,02 17,50 17,63

134 135 PEHD 185,8 2,75 76,8 0,0054 0,59 1,01 1,11 94,15 93,05 76,52 78,32 0,02 17,63 14,73

135 BF64 PEHD 51,55 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,69 0,76 93,05 92,28 78,32 77,24 0,01 14,73 15,04

135 136 PEHD 99,17 2,50 76,8 0,0046 0,54 0,46 0,50 93,05 92,55 78,32 74,49 0,01 14,73 18,06

136 BF65 PEHD 23,85 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,32 0,35 92,55 92,19 74,49 75,25 0,01 18,06 16,94

136 137 PEHD 94,47 2,25 64 0,0091 0,70 0,86 0,94 92,55 91,60 74,49 75,95 0,03 18,06 15,65

137 138 PEHD 40,06 2,25 64 0,0091 0,70 0,36 0,40 91,60 91,20 75,95 71,09 0,03 15,65 20,11

138 BF66 PEHD 45,03 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,61 0,67 91,20 90,54 71,09 72,15 0,01 20,11 18,39

138 139 PEHD 20,79 2,00 64 0,0074 0,62 0,15 0,17 91,20 91,03 71,09 72,77 0,02 20,11 18,26

139 BF67 PEHD 20,43 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,28 0,30 91,03 90,73 72,77 68,98 0,01 18,26 21,75

139 140 PEHD 43,03 1,25 64 0,0032 0,39 0,14 0,15 91,03 90,88 72,77 77,4 0,01 18,26 13,48

140 BF68 PEHD 45,24 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,61 0,67 90,88 90,21 77,4 76,19 0,01 13,48 14,02

140 141 PEHD 66,47 1,00 53,6 0,0051 0,44 0,34 0,37 90,88 90,51 77,4 75,92 0,01 13,48 14,59

141 142 PEHD 144,6 1,00 53,6 0,0051 0,44 0,73 0,81 90,51 89,70 75,92 65,65 0,01 14,59 24,05

142 BF69 PEHD 114,9 0,25 26,2 0,0135 0,46 1,55 1,70 89,70 88,00 65,65 72,68 0,01 24,05 15,32

142 143 PEHD 819,9 0,75 42,6 0,0091 0,53 7,50 8,25 89,70 81,45 65,65 72,4 0,01 24,05 9,05

143 BF70 PEHD 28,95 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,39 0,43 81,45 81,02 72,4 68,16 0,01 9,05 12,86

143 144 PEHD 112,5 0,50 42,6 0,0045 0,35 0,51 0,56 81,45 80,89 72,4 68,54 0,01 9,05 12,35

144 BF71 PEHD 9,32 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,13 0,14 80,89 80,76 68,54 70,19 0,01 12,35 10,57

144 BF72 PEHD 57,38 0,25 26,2 0,0135 0,46 0,77 0,85 80,89 80,05 68,54 68,69 0,01 12,35 11,36


2013

XXXI

Réseau 2: Androfiamadinika


L (m) Q

(L/s) D


ΔHtot (m)

H amont

H aval Z

amont Z aval V²/2g

P amont

P aval

1 148 PEHD 243,3 0,96 53,6 0,0047 0,42 1,15 1,26 140,40 139,14 132,04 131,55 0,01 8,36 7,59

148 BF76 PEHD 124,6 0,25 26,2 0,0135 0,46 1,68 1,84 139,14 137,29 131,55 132,1 0,01 7,59 5,19

148 149 PEHD 109,7 0,50 34 0,0131 0,55 1,44 1,58 139,14 137,56 131,55 131,82 0,02 7,59 5,74

149 BF77 PEHD 162,2 0,25 26,2 0,0135 0,46 2,18 2,40 137,56 135,15 131,82 131,95 0,01 5,74 3,20

149 BF78 PEHD 133,1 0,25 26,2 0,0135 0,46 1,79 1,97 137,56 135,59 131,82 132,15 0,01 5,74 3,44

L : Longueur de la conduite

Q : Débit

D : Diamètre

H amont et aval : Hauteur piézométrique amont et aval

Z amont et Z aval : Côte amont et aval

P amont et P aval : Pression au sol

j : Perte de charge unitaire

Conduite d’amenée

Tronçons L (m) Q (L/s) D

(mm) j (m/m) V (m/s) ΔH (m) ΔHtot (m) H amont H aval Z amont Z aval V²/2g

P amont

P aval

Barrage(1') 2' 6,24 13,20 220 0,0006 0,35 0,00 0,00 139,28 139,28 136,78 136,50 0,01 2,50 2,78

2' 3' 239,05 13,20 220 0,0006 0,35 0,20 0,22 139,28 139,06 136,50 136,29 0,01 2,78 2,77

3' 4' 344,31 13,20 220 0,0006 0,35 0,17 0,18 139,06 138,88 136,29 135,56 0,01 2,77 4,50


2013

XXXII

4' 5' 291,84 13,20 220 0,0006 0,35 0,12 0,13 138,88 138,75 135,56 135,42 0,01 3,32 3,33

5' 6' 210,09 13,20 220 0,0006 0,35 0,08 0,09 138,75 138,66 135,42 135,10 0,01 3,33 3,56

6' 7' 140,63 13,20 220 0,0006 0,35 0,11 0,12 138,66 138,54 135,10 134,71 0,01 3,56 3,83

7' 8' 185,45 13,20 220 0,0006 0,35 0,08 0,09 138,54 138,46 134,71 134,25 0,01 3,83 4,21

8' 9' 138,27 13,20 220 0,0006 0,35 0,06 0,07 138,46 138,39 134,25 134,13 0,01 4,21 4,26

9' 10' 111,58 13,20 220 0,0006 0,35 0,06 0,06 138,39 138,33 134,13 133,74 0,01 4,26 4,59

10' 11' 97,05 13,20 220 0,0006 0,35 0,06 0,06 138,33 138,26 133,74 133,19 0,01 4,59 5,07

11' 12' 103,68 13,20 220 0,0006 0,35 0,05 0,05 138,26 138,21 133,19 133,14 0,01 5,07 5,07

12' 13' 86,02 13,20 220 0,0006 0,35 0,04 0,04 138,21 138,17 133,14 133,41 0,01 5,07 4,76

13' 14' 62,75 13,20 220 0,0006 0,35 0,04 0,04 138,17 138,13 133,41 133,58 0,01 4,76 4,55

14' 15' 100,27 13,20 220 0,0006 0,35 0,06 0,06 138,13 138,07 133,58 133,63 0,01 4,55 4,44

15' 16' 228,51 13,20 220 0,0006 0,35 0,13 0,14 138,07 137,93 133,63 133,11 0,01 4,44 4,82

16' 17' 178,01 13,20 220 0,0006 0,35 0,10 0,11 137,93 137,81 133,11 133,48 0,01 4,82 4,33

17' 18' 175,24 13,20 220 0,0006 0,35 0,10 0,11 137,81 137,70 133,48 132,95 0,01 4,33 4,75

18' 19' 179,5 13,20 220 0,0006 0,35 0,10 0,11 137,70 137,59 132,95 133,46 0,01 4,75 4,13

19' 20' 172,2 13,20 220 0,0006 0,35 0,10 0,11 137,59 137,49 133,46 132,80 0,01 4,13 4,69

20' 21' 194,33 13,20 220 0,0006 0,35 0,11 0,12 137,49 137,36 132,80 133,43 0,01 4,69 3,93

21' 22' 245,13 13,20 220 0,0006 0,35 0,14 0,15 137,36 137,21 133,43 133,38 0,01 3,93 3,83

22' 23' 305,84 13,20 220 0,0006 0,35 0,17 0,19 137,21 137,02 133,38 133,34 0,01 3,83 3,68

23' 24' 200,95 13,20 220 0,0006 0,35 0,11 0,13 137,02 136,89 133,34 133,17 0,01 3,68 3,72

24' 25' 200,95 13,20 220 0,0006 0,35 0,11 0,13 136,89 136,77 133,17 133,00 0,01 3,72 3,77

25' 26' 191,51 13,20 220 0,0006 0,35 0,11 0,12 136,77 136,65 133,00 132,90 0,01 3,77 3,75

26' 27' 153,03 13,20 220 0,0006 0,35 0,09 0,10 136,65 136,55 132,90 132,82 0,01 3,75 3,73

27' 28' 133,97 13,20 220 0,0006 0,35 0,08 0,08 136,55 136,47 132,82 132,75 0,01 3,73 3,72

28' 29' 226,08 13,20 220 0,0006 0,35 0,13 0,14 136,47 136,33 132,75 133,30 0,01 3,72 3,03

29' 30' 278,47 13,20 220 0,0006 0,35 0,16 0,17 136,33 136,15 133,30 133,15 0,01 3,03 3,00

30' Station 265,03 13,20 220 0,0006 0,35 0,15 0,17 136,15 135,99 133,15 132,00 0,01 3,00 3,99


2013

XXXIII

Annexe 9: Simulation hydraulique du réseau de la ville de Maevatanana

État des Nœuds du Réseau 1 à 13:00 Heures

Demande Charge Pression ID Nœuds (LPS) (m) (m) Noeud A 0,00 103,24 6,48 Noeud B 0,21 102,52 7,83 Noeud BF1 0,25 102,29 8,56 Noeud C 1,25 100,14 14,48 Noeud D 0,04 98,47 20,93 Noeud BFe8 0,25 98,40 20,87 Noeud BF2 0,25 99,64 14,40 Noeud E 0,31 99,18 16,24 Noeud F 0,31 98,52 17,64 Noeud G 0,13 98,34 21,39 Noeud BF3 0,25 98,27 22,15 Noeud H 0,08 98,25 21,05 Noeud I 0,37 97,71 24,97 Noeud J 0,08 96,18 23,04 Noeud BF4 0,25 96,07 23,15 Noeud K 0,06 97,45 27,20 Noeud BFe6 0,25 97,41 27,19 Noeud N 0,02 96,17 34,61 Noeud O 0,02 95,29 32,84 Noeud BFe1 0,25 95,23 32,76 Noeud L 0,04 97,01 26,20 Noeud M 0,42 94,14 26,39 Noeud BFe14 0,25 94,06 26,30 Noeud P 0,00 93,89 30,65 Noeud BF5 0,25 93,77 28,07 Noeud Q 0,04 95,14 34,22 Noeud BF6 0,25 95,02 34,06

Noeud R 0,10 94,49 34,11 Noeud S 0,00 94,34 33,69 Noeud T 0,00 92,37 31,19 Noeud BF7 0,25 92,25 30,98 Noeud U 0,02 93,90 33,60 Noeud V 0,02 93,42 33,08 Noeud W 0,21 92,81 32,43 Noeud BF8 0,25 92,71 31,71 Noeud X 0,04 98,41 18,05 Noeud BFe7 0,25 98,34 18,03 Noeud Y 0,02 98,28 20,34 Noeud Z 0,04 96,88 20,46 Noeud BF9 0,25 96,65 19,79 Noeud A1 0,08 97,92 21,57 Noeud BF10 0,25 97,62 20,91 Noeud B1 0,04 97,49 22,02 Noeud BFe13 0,25 97,34 24,17 Noeud C1 0,08 96,97 23,11 Noeud D1 0,94 95,92 23,58 Noeud E1 0,08 95,13 20,28 Noeud BF11 0,25 94,93 20,46 Noeud F1 0,08 93,91 18,18 Noeud BF12 0,25 93,70 18,28 Noeud G1 0,04 95,00 28,92 Noeud H1 0,23 94,55 27,40 Bâche PUITS -4,96 15,00 0,00 Réservoir Morafeno -4,94 103,68 3,68


2013

XXXIV

État des Nœuds du Réseau 2 à 12:00 Heures

Demande Charge Pression ID Noeud (LPS) (m) (m) Noeud 1 0,00 141,59 9,55 Noeud 148 0,21 140,52 8,97 Noeud BF76 0,25 138,94 6,84 Noeud 149 0,00 139,16 7,34 Noeud BF78 0,25 137,48 5,33 Noeud BF77 0,25 137,11 5,16 Noeud 2 0,00 141,07 10,05 Noeud 3 0,00 140,79 9,55 Noeud 4 0,00 140,53 14,36 Noeud 5 0,00 139,91 12,83 Noeud 6 0,00 139,65 16,29 Noeud 7 0,00 139,46 18,93 Noeud 8 0,00 138,24 20,84 Noeud 9 0,00 137,80 22,53 Noeud 10 0,00 137,38 23,29 Noeud 11 0,00 136,64 23,31 Noeud 12 0,00 135,79 26,77 Noeud 13 0,00 135,17 26,41 Noeud 14 0,00 133,42 31,45 Noeud BF13 0,25 132,57 31,36 Noeud 15 0,00 132,71 33,37 Noeud 16 0,00 132,16 36,03 Noeud A' 0,02 131,30 34,54 Noeud 83 0,73 127,48 38,29 Noeud BFe9 0,25 127,44 38,35 Noeud 84 0,00 127,34 39,88 Noeud 85 0,00 124,26 40,67 Noeud BF50 0,25 121,83 42,63 Noeud 86 0,00 126,40 46,18

Noeud BF51 0,25 125,92 47,52 Noeud 87 0,00 125,50 45,88 Noeud 88 0,00 113,50 50,20 Noeud BF52 0,25 113,20 48,15 Noeud 89 0,00 113,31 49,96 Noeud 90 0,08 110,02 47,82 Noeud BF53 0,25 107,83 44,54 Noeud 91 0,06 107,52 42,38 Noeud 92 0,06 106,33 40,95 Noeud 93 0,00 105,96 38,90 Noeud BF54 0,25 105,81 37,88 Noeud 94 0,00 112,78 47,73 Noeud BF55 0,25 112,22 47,80 Noeud 95 0,00 111,37 42,23 Noeud 96 0,00 108,30 31,02 Noeud 97 0,00 105,61 19,11 Noeud BF56 0,25 105,37 19,17 Noeud 98 0,00 103,77 19,26 Noeud BF57 0,25 103,17 19,29 Noeud BF58 0,25 102,97 26,87 Noeud 99 0,00 102,59 26,57 Noeud BF59 0,25 101,51 30,92 Noeud 100 0,00 102,10 27,25 Noeud BFe3 0,25 102,04 27,24 Noeud 101 0,00 101,57 28,31 Noeud BF60 0,25 101,40 29,24 Noeud 102 0,00 100,83 29,03 Noeud 103 0,10 100,33 33,48 Noeud 104 0,10 100,02 36,78 Noeud 110 0,07 99,77 37,84 Noeud BF61 0,25 99,61 37,97


2013

XXXV

Noeud 111 0,62 99,38 38,01 Noeud 112 0,00 98,92 38,26 Noeud BFe5 0,25 98,87 38,08 Noeud 105 0,00 99,99 35,54 Noeud BFe2 0,25 99,95 35,05 Noeud 106 0,52 99,88 35,50 Noeud 107 0,10 99,60 36,81 Noeud 108 0,00 99,04 36,50 Noeud BFe4 0,25 98,96 36,53 Noeud 109 0,00 98,12 29,77 Noeud BF62 0,25 97,50 26,76 Noeud 113 0,00 107,46 20,07 Noeud 114 0,00 106,67 12,86 Noeud 115 0,00 105,46 7,78 Noeud 116 0,00 104,98 3,64 Noeud 117 0,00 103,92 9,63 Noeud 118 0,00 102,54 15,65 Noeud 119 0,00 101,60 21,91 Noeud 120 0,00 99,47 25,73 Noeud 121 0,00 98,02 24,12 Noeud 122 0,00 96,84 23,71 Noeud 145 0,00 95,58 15,94 Noeud 146 0,00 94,72 8,35 Noeud BF73 0,25 94,44 5,53 Noeud BF74 0,25 93,66 7,85 Noeud 147 0,00 92,12 6,88 Noeud BF75 0,25 91,64 7,65 Noeud 123 0,00 96,54 25,03 Noeud 124 0,00 96,33 19,23 Noeud 125 0,00 95,67 14,57 Noeud 126 0,00 95,30 14,13

Noeud BF63 0,25 94,95 13,43 Noeud 127 0,00 95,16 15,73 Noeud 128 0,00 94,78 16,21 Noeud 129 0,00 94,56 15,53 Noeud 130 0,00 94,29 15,69 Noeud 131 0,00 94,01 15,56 Noeud 132 0,00 93,73 15,42 Noeud 133 0,00 93,09 15,62 Noeud 134 0,00 92,39 15,87 Noeud 135 0,00 91,45 13,13 Noeud BF64 0,25 90,79 13,55 Noeud 136 0,00 91,02 16,53 Noeud BF65 0,25 90,72 15,47 Noeud 137 0,00 90,21 13,26 Noeud 138 0,00 89,87 18,78 Noeud BF66 0,25 89,30 17,15 Noeud 139 0,50 89,72 16,95 Noeud BF67 0,25 89,46 20,48 Noeud 140 0,00 89,59 12,19 Noeud BF68 0,25 89,02 12,83 Noeud 141 0,00 89,28 13,36 Noeud 142 0,00 88,60 22,95 Noeud BF69 0,25 86,76 14,08 Noeud 143 0,00 81,59 9,19 Noeud BF70 0,25 81,22 13,06 Noeud 144 0,00 81,12 12,58 Noeud BF72 0,25 80,39 11,70 Noeud BF71 0,25 81,00 10,81 Noeud 17 0,00 131,75 35,88 Noeud BF14 0,25 131,23 34,98 Noeud 18 0,08 130,77 39,05


2013

XXXVI

Noeud 19 0,00 130,45 34,99 Noeud 20 1,25 129,08 29,96 Noeud BF15 0,25 127,41 33,28 Noeud 21 0,02 130,35 38,65 Noeud BFe10 0,25 130,28 38,84 Noeud 22 0,04 129,79 39,32 Noeud 23 0,08 129,12 39,19 Noeud BFe11 0,25 129,10 38,92 Noeud 24 0,06 128,68 38,90 Noeud BF16 0,25 128,39 38,05 Noeud 25 0,04 128,54 39,29 Noeud BFe12 0,25 128,26 39,25 Noeud 26 0,04 128,38 40,18 Noeud 27 2,08 128,02 42,06 Noeud BF17 0,25 127,47 41,62 Noeud 28 0,00 127,89 44,99 Noeud 29 0,02 122,63 37,46 Noeud BF18 0,25 122,44 39,26 Noeud 30 0,05 121,09 30,13 Noeud BF19 0,25 120,76 29,52 Noeud 31 0,00 127,83 45,88 Noeud 32 0,00 125,60 46,20 Noeud BF20 0,25 125,12 45,67 Noeud 33 0,62 127,45 53,22 Noeud BF21 0,25 124,83 51,99 Noeud BF40 0,25 127,32 48,35 Noeud 66 1,67 122,45 49,69

Noeud BFe19 0,25 122,26 49,51 Noeud 67 0,21 122,06 48,94 Noeud 68 0,10 121,85 50,45 Noeud BF41 0,25 121,39 49,64 Noeud 69 0,02 121,20 51,45 Noeud BFe20 0,25 120,99 51,35 Noeud 70 0,04 120,85 45,53 Noeud 71 0,00 120,60 40,65 Noeud BF42 0,25 120,37 40,32 Noeud 72 0,06 120,34 36,35 Noeud 73 0,04 120,08 29,04 Noeud BF43 0,25 119,81 31,65 Noeud 74 0,00 119,20 24,42 Noeud BF44 0,25 119,04 24,86 Noeud 75 0,00 118,59 22,31 Noeud BF45 0,25 118,34 22,59 Noeud 76 0,00 118,34 19,77 Noeud 77 0,00 117,73 12,19 Noeud 78 0,00 117,28 5,50 Noeud BF46 0,25 117,02 2,56 Noeud 79 0,00 117,14 5,33 Noeud 80 0,00 116,38 2,22 Noeud BF47 0,25 116,32 2,09 Noeud 81 0,00 115,12 5,10 Noeud BF48 0,25 114,80 3,56 Noeud 82 0,00 114,75 5,20 Noeud BF49 0,25 114,69 3,60


2013

XXXVII

Noeud 34 0,06 97,45 23,19 Noeud BF22 0,25 97,25 22,37 Noeud 35 0,15 97,14 23,28 Noeud 36 0,10 96,98 24,02 Noeud BF23 0,25 96,05 23,67 Noeud 37 0,10 96,39 20,59 Noeud BFe15 0,25 96,31 20,44 Noeud 38 0,06 96,17 20,29 Noeud 39 0,04 96,03 19,31 Noeud 40 0,42 95,89 19,57 Noeud BFe16 0,25 95,78 19,21 Noeud 41 0,04 94,97 21,80 Noeud 42 0,00 94,39 24,07 Noeud 43 0,00 93,68 26,58 Noeud BF24 0,25 90,62 22,80 Noeud 44 0,02 92,99 28,22 Noeud BFe17 0,31 86,91 22,19 Noeud 45 0,08 92,86 19,01 Noeud 46 0,02 92,38 20,61 Noeud BF25 0,25 91,26 22,92 Noeud BF26 0,25 91,88 20,01 Noeud 47 0,02 95,59 18,39 Noeud BF27 0,25 95,32 20,13 Noeud 48 0,25 95,06 18,88 Noeud 49 0,13 94,50 20,25 Noeud 50 0,02 94,36 21,11 Noeud BFe18 0,25 94,26 21,75 Noeud BF28 0,25 93,55 20,35 Noeud 51 0,69 90,28 20,75 Noeud 52 0,10 89,34 22,76

Noeud BF29 0,25 88,54 22,68 Noeud 53 0,00 89,02 23,97 Noeud 54 0,00 88,71 23,67 Noeud 55 0,00 88,04 23,19 Noeud 56 0,00 87,39 22,85 Noeud 57 0,00 86,53 17,11 Noeud BF30 0,25 84,62 20,15 Noeud 58 0,00 86,12 13,39 Noeud BF31 0,25 85,96 11,62 Noeud 59 0,00 85,14 12,04 Noeud BF32 0,25 84,91 12,28 Noeud 60 0,00 85,60 12,77 Noeud BF33 0,25 85,31 12,25 Noeud 61 0,00 83,92 12,99 Noeud BF34 0,25 83,72 13,95 Noeud 62 0,00 81,90 17,63 Noeud BF35 0,25 81,63 14,93 Noeud 64 0,00 80,92 13,74 Noeud BF37 0,25 80,55 10,76 Noeud 65 0,50 79,67 5,06 Noeud BF38 0,25 79,31 3,81 Noeud BF39 0,25 79,28 6,13 Noeud 63 0,00 80,49 9,32 Noeud BF36 0,25 80,17 12,90 Bâche RivNandronjia -19,42 140,28 0,00 Réservoir R2 -13,07 142,12 4,12


2013

XXXVIII

Annexe10 : Conduite de refoulement

Calcul du diamètre économique

Le dimensionnement de la conduite de refoulement est effectué à l’aide de la

formule de Bresse :

Avec Q le débit à refouler en [m3/s]

Q = 13,2 [L/s] = 0,0132 [m3/s]

D = 172,3 [mm] d’où soit le diamètre normalisé DN 200/184,6.

Calcul de la puissance de la pompe

Avec :

Q : Débit [m3/s] ; Q = 0,0132 [m3/s]

H : Hauteur manométrique totale ; H = 15 [m]

ρ : Masse volumique de l’eau ; ρ = 1000 [Kg/m3]

g : Accélération de la pesanteur ; g = 9,81 [m/s2]

η : Rendement de la pompe ; η = 0,75

Soit P = 2 [Kw]


2013

XXXIX

Annexe 11 : Bordereaux de détail quantitatif et estimatif

Désignation Unité Quantité P U (Ar) Montant (Ar)

000 Frais généraux

Installation et repli de chantier FFt 1,0 100 000 000,00 100 000 000,00

Total Frais généraux 100 000 000,00

Nouveau Réservoir de 475 m3

100 Terrassement

Débroussaillage m2 24,0 1 150,00 27 600,00

Fouille m3 7,2 13 000,00 93 600,00

Sous-total 100 121 200,00

200 Maçonneries

Béton de propreté dosé à 150 Kg/m3 m3 4,92 330 000,00 1 623 600,00

Béton armé dosé à 350 Kg/m3 à 110 Kg d'armature/m3 de Béton

m3 70,69 990 000,00 69 983 100,00

Enduit ordinaire dosé à 250 Kg/m3 m2 465,3 12 000,00 5 583 600,00

Enduit étanche dosé à 500 Kg/m3 m2 270,5 15 940,00 4 311 770,00

Sous-total 200 81 502 070,00

400 Menuiserie Métallique

Fourniture et pose d'une échelle métallique U 1 64 000,00 64 000,00

Fourniture et pose d'une trappe métallique U 1 47 000,00 47 000,00

Sous-total 400 111 000,00

500 Fournitures

Fourniture et peinture à l'huile pour ouvrage métallique U 2,0 6 500,00 13 000,00

Fourniture et peinture plastique de type extérieur m2 465,3 4 000,00 1 861 200,00

Cadenas U 1 40 000,00 40 000,00

Sous-total 500 1 914 200,00

700 Conduites et accessoires

Tuyau PVC DN 200 ml 25 145 000,00 3 625 000,00

Tuyau PEHD DN 90 ml 6 18 000,00 108 000,00

Vanne d'arrêt DN 200 U 2 1 200 000,00 2 400 000,00

Vanne de vidange DN 200 U 1 650 000,00 650 000,00

Coude 90° DN 90 U 4 124 700,00 498 800,00

Coude 90° DN 200 U 4 320 000,00 1 280 000,00

Té égaux 90° DN 200 U 1 600 000,00 600 000,00

Fourniture et pose de robinet flotteur U 1 1 000 000,00 1 000 000,00

Fourniture et pose compteur volumétrique DN 200 U 1 1 500 000,00 1 500 000,00

Sous-total 700 11 661 800,00

Total nouveau Réservoir de 475 m3 95 310 270,00


2013

XL

Réhabilitation de l'ancien Réservoir de 300 m3

200 Maçonneries

Béton armé dosé à 350 Kg/m3 à 90 Kg d'armature/m3 de Béton m3 9,17 1 180 000,00 10 820 600,00

Enduit ordinaire dosé à 250 Kg/m3 m2 243,6 12 000,00 2 923 320,00


Badigeonnage à la chaux m2 243,6 1 500,00 365 400,00

Sous-total 200 17 662 346,00

500 Fournitures


Fourniture et peinture plastique de type extérieur m2 243,6 4 000,00 974 400,00

Cadenas U 1 40 000,00 40 000,00

Sous-total 500 1 020 900,00

Total Réhabilitation ancien Réservoir 18 683 246,00

Construction d'un nouveau Barrage sur Nandronjia

100 Terrassement

Fouille m3 171,6 13 000,00 2 230 800,00

Remblai préparatifs (remblai pour déviation d'eau) m3 532 18 700,00 9 948 400,00

Démolition m3 96 35 000,00 3 360 000,00

Sous-total 100 15 539 200,00

200 Maçonneries

Béton de propreté dosé à 150 Kg/m3 m3 26,18 330 000,00 8 639 400,00

Béton armé hydrofugé dosé à 400 Kg/m3 à 110 Kg d'armature/m3 m3 417,28 1 340 000,00 559 155 200,00


Enrochement m3 211,46 107 000,00 22 626 220,00

Sous-total 200 597 916 605,00

300 Menuiserie en bois

Fourniture et pose de pieux en bois Ф8 et de longueur 10 m U 570 30 000,00 17 100 000,00

Sous-total 300 17 100 000,00


Fourniture et pose de vanne métallique U 11 1 000 000,00 11 000 000,00

Sous-total 400 11 000 000,00

Total nouveau Barrage 641 555 805,00


2013

XLI

Chambres de captage

100 Terrassement

Débroussaillage m2 7,0 1 150,00 8 050,00

Fouille en terrain rocheux m3 1,3 40 700,00 52 910,00

Sous-total 100 60 960,00

200 Maçonneries

Béton de propreté dosé à 150 Kg/m3 m3 0,22 330 000,00 72 600,00

Béton armé dosé à 350 Kg/m3 à 90 Kg d'armature/m3 m3 6,13 1 180 000,00 7 233 400,00

Enduit ordinaire dosé à 250 Kg/m3 m2 28,9 12 000,00 346 800,00

Sous-total 200 7 652 800,00


Fourniture et pose dégrilleurs U 1,0 50 000,00 50 000,00

Sous-total 400 50 000,00

500 Fournitures

Matériaux filtrants m3 1,5 70 000,00 105 000,00

Sous-total 500 105 000,00

Total chambre de captage 7 868 760,00


700 Tuyauteries et accessoires

Fourniture et pose tuyau PVC 220/250 ml 5446,0 100 000,00 544 600 000,00

Accessoire de pose (tés, coudes, ventouses, vidanges,…) FFT 1,0 10 000 000,00 10 000 000,00

Fourniture et pose manomètre U 1,0 1 000 000,00 1 000 000,00

Sous-total 700 555 600 000,00

Total conduite d'amenée 555 600 000,00

conduite de refoulement

Refoulement vers l'ancien réservoir de Morafenokely


Reconditionnement conduite fonte DN 150 existante avec toutes sujétions de mise en œuvre ml 2154,0 60 000,00 129 240 000,00



Sous-total 700 140 240 000,00

Refoulement vers le château d'eau


Fourniture et pose tuyau PVC DN 200 ml 30,0 96 000,00 2 880 000,00



Sous-total 700 13 880 000,00

Total conduite de refoulement 154 120 000,00


2013

XLII

Aménagement des bornes fontaines

Construction de 78 nouvelles bornes fontaines - devis pour une borne fontaine

100 Terrassement

Préparation site-fouille FFt 1,0 100 000,00 100 000,00

Sous-total 100 100 000,00

200 Maçonneries

Béton de propreté dosé à 150 Kg/m3 m3 0,4 330 000,00 132 000,00

Béton armé dosé à 350 Kg/m3 à 90 Kg d'armature/m3 de Béton m3 1,5 1 180 000,00 1 770 000,00


Hérissonnage m3 0,5 80 000,00 40 000,00

Sous-total 200 2 080 000,00


Fourniture et mise en œuvre d'une grille métallique en cadre L 50 x 50 avec Fer rond Ф12 pour pose seau de dimensions 50 x 50

U 1,0 70 000,00 70 000,00

Fourniture et pose porte métallique de dimension 0,70 x 0,20 U 1,0 40 000,00 40 000,00

Sous-total 400 110 000,00

500 Fournitures


Cadenas U 1,0 40 000,00 40 000,00

Sous-total 500 46 500,00

700 Conduites et accessoires

Fourniture et pose de tuyau galva 20 x 27 ml 1,5 9 000,00 13 500,00

Fourniture et pose de tuyau PVC DN 63 pour évacuation ml 7,0 12 378,75 86 651,25

Fourniture et pose de tuyau PVC DN 32 en fourreau passage galva dans le béton ml 0,4 9 036,25 3 614,50

Fourniture et pose coude 20 x 27 U 1 5 000,00 5 000,00

Fourniture et pose compteur volumétrique DN 20 U 1 300 000,00 300 000,00

Fourniture et pose robinet de puisage DN 20 x 27 U 1 8 800,00 8 800,00

Fourniture et pose vanne d'arrêt 20 x 27 U 1 30 000,00 30 000,00

Sous-total 700 447 565,75

Total construction d'une borne fontaine 2 784 065,75

Total construction des 78 bornes fontaines 217 157 128,50

Réhabilitation des bornes fontaines existantes

200 Maçonneries


Sous-total 200 6 000,00


Fourniture et pose de tuyau PVC DN 63 pour évacuation ml 7,0 12 378,75 86 651,25

Fourniture et pose robinet de puisage DN 20 x 27 u 1,0 8 800,00 8 800,00

Sous-total 700 95 451,25

Total Réhabilitation des 20 bornes fontaines 2 029 025,00


2013

XLIII

Réseau de distribution






Fourniture et pose tuyau PEHD DN 90 ml 4775,0 33 000,00 157 575 000,00








Fourniture et pose vanne d'arrêt DN 200 U 3,0 1 200 000,00 3 600 000,00

Fourniture et pose vanne d'arrêt DN 125 U 5,0 610 000,00 3 050 000,00



Fourniture et pose vanne d'arrêt DN 75 U 1,0 388 200,00 388 200,00



Sous-total 700 650 741 200,00

Total réseau de distribution 650 741 200,00

Récapitulation du coût du projet

Désignations Montant (Ar)

Frais généraux 100 000 000,00

Nouveau réservoir de 475 m3 95 310 270,00

Réhabilitation de l'ancien réservoir de 300 m3 18 683 246,00

Nouvelle station de traitement 150 000 000,00

Construction d'un nouveau barrage sur Nandronjia 641 555 805,00

Chambres de captage 7 868 760,00


555 600 000,00

conduite de refoulement 154 120 000,00

Réseau de distribution 650 741 200,00

Construction de 78 nouvelles bornes fontaines 217 157 129,00

Réhabilitation des bornes fontaines existantes 2 029 025,00

TOTAL GENERAL HORS TAXES 2 593 065 435,00

TVA 20% 518 613 087,00

TOTAL TTC 3 111 678 521,00


2013

XLIV

Annexe 12 : Calcul de la VAN

Année 1 5 10 15 20

Nb population 23028 26181 29767 33843 38477

C (m3/j) 1143,0 1284,9 1446,2 1629,6 1850

C (m3/an) 417180,4 468975,2 527862,6 594813,9 675250,0

Prix du m3 d’eau (Ar) 1200 1200 1200 1200 1200

Recette (Ar) 500 616 480 562 770 183 633 435 093 713 776 718 810 300 000

Charge d'exploitation

Cout d'élévation (Ar) 9 867 993 11 093 147 12 486 071 14 069 739 15 937 725

Cout de traitement (Ar) 6 674 886 7 503 602 8 445 801 9 517 023 10 804 000

Charge du personnel

Salaire total/an (Ar) 71 140 000 71 140 000 71 140 000 71 140 000 71 140 000

Charge fixe

Canalisation et GC (Ar) 92 675 145 92 675 145 92 675 145 92 675 145 92 675 145

Dépenses totales (Ar) 180 358 024 182 411 894 184 747 017 187 401 907 190 556 870

Recette nette (Ar) 320 258 456 380 358 289 448 688 076 526 374 811 619 743 130

Amortissement (Ar) 155 583 926 155 583 926 155 583 926 155 583 926 155 583 926

(1+i)^n (i1= 15%) 1,2 2,0 4,0 8,1 16,4

(1+i)^n (i2= 20%) 1,2 2,5 6,2 15,4 38,3

Cash-flow 15% 413 775 985 266 458 001 149 366 797 83 808 968 47 372 699

Cash-flow 20% 396 535 319 215 383 156 97 593 302 44 262 853 20 223 672

Investissement (Ar) 3 111 678 521

van 15% -2 697 902 537 -1 418 988 261 -465 005 667 70 048 090 370 715 294

van 20% -2 715 143 203 -1 605 195 558 -918 606 481 -607 341 644 -465 972 502


2013

XLV

Annexe 13 : Valeurs de la contrainte admissible du sol selon la nature du sol

Nature du sol s en T/m²

Argile compacte bien sèche 80

Argile compacte humide 30

Sable humide mêlé de cailloux 60 à 80

Sable fin humide 50

Remblai ancien (1 siècle) 10

Sable argileux et aquifère 20

Roches compactes 100 à 150

Gravier terreux 20 à 50

Cailloux et graviers 40 à 60

Terre vierge non humide 20

Terre végétale rapportée qui a été tassée et

pilonnée 10

Vase et argile molle 5

Annexe 14 : Plans

Profils en Long des réseaux principaux

Plan du réservoir

Plan du barrage

Profil du barrage

Plan de masse du projet


2013


2013

Table des matières SOMMAIRE


LISTE DES TABLEAUX

LISTE DES CARTES

LISTES DES FIGURES

LISTE DES PHOTOS

INTRODUCTION ........................................................................................................ 1


Chapitre 1 : LES RESSOURCES EN EAU A MADAGASCAR ................................ 3

1.1. Présentation générale ................................................................................ 3

1.2. Ressources en eau disponible à Madagascar ............................................ 3

1.2.1. Les eaux continentales ........................................................................ 3

1.2.2. Les eaux souterraines ......................................................................... 7

1.3. Gestion de l’Eau Potable à Madagascar .................................................... 9

1.4. Inventaire des ressources en eau disponible dans la région Betsiboka ... 10

Chapitre 2 : PRESENTATION DE LA ZONE D’ETUDE ........................................ 12

2.1. Situation Géographique ............................................................................. 12

2.1.1. Localisation ........................................................................................... 12

2.1.2. Délimitation de la zone .......................................................................... 14

2.2. Contexte physique .................................................................................... 15

2.2.1. La Géomorphologie .............................................................................. 15

2.2.2. La géologie et pédologie ...................................................................... 15

2.2.3. Contexte Hydrographique et Hydrogéologique ................................... 16

2.2.4. La climatologie ..................................................................................... 17

2.3. Contexte Démographique : Urbanisme et Habitat ...................................... 19

2.3.1. Situation administrative ........................................................................ 19

2.3.2. La Population ....................................................................................... 21

2.3.3. Activités économiques de la Population............................................... 22

2.3.4. Infrastructure sociale............................................................................ 23

2.3.5. Extension de la ville ............................................................................. 27

Chapitre 3 : LE SYSTEME D’ALIMENTATION EN EAU POTABLE EXISTANT A

MAEVATANANA ................................................................................................... 28


2013

3.1. Historique du système d’AEP ..................................................................... 28

3.2. Description du système actuel ................................................................... 29

3.2.1 Le captage ............................................................................................ 29

3.2.2. La conduite de refoulement ................................................................. 30

3.2.3. Le traitement ........................................................................................ 30

3.2.4. Le réservoir .......................................................................................... 34

3.2.5. Le réseau de distribution ...................................................................... 34

3.3. Les problèmes rencontrés .......................................................................... 35

3.3.1. Au niveau de la ressource exploitée .................................................... 35

3.3.2. Au niveau de l’usine de traitement ..................................................... 36

3.3.3. Au niveau de la production et du réseau de distribution ...................... 37

3.4. Les mesures à entreprendre ...................................................................... 38

3.4.1. Au niveau de la ressource exploitée .................................................... 38

3.4.2. Au niveau de l’usine de traitement ....................................................... 39

3.4.3. Au niveau de la production et de la distribution ................................... 40

Partie II : ORIENTATION TECHNIQUE DU PROJET D’AMELIORATION

Chapitre 4 : EVALUATION DE LA DEMANDE EN EAU POUR LES DIFFERENTS

HORIZONS ........................................................................................................... 41

4.1. Les tendances démographiques ................................................................ 41

4.2. La dotation en eau ..................................................................................... 42

4.3. Analyse du besoin en eau future de la ville ................................................ 42

4.3.1. Consommation totale journalière à l’horizon du projet ......................... 42

4.3.2. Le débit de pointe ................................................................................ 44

4.3.3. Le coefficient de pointe ........................................................................ 44

Chapitre 5 : SOLUTIONS ALTERNATIVES .......................................................... 45

5.1. Etudes justificatives du choix des ressources mobilisables ....................... 45

5.1.1. Variante 1 : Eaux souterraines ............................................................. 45

5.1.2. Variante 2 : Eaux de surface ................................................................ 47

5.1.3. Conclusion sur la variante à retenir ..................................................... 59

5.2. Adéquation Ressources-Besoins ............................................................... 60

5.3. Mode captage ............................................................................................ 60

5.3.1. Mise en place d’un seuil de dérivation ................................................. 60

5.3.2. Choix du site d’implantation ................................................................. 61


2013

5.3.3. Dimensionnement du barrage seuil ..................................................... 61

5.3.4. Etude de la stabilité du barrage ........................................................... 64

5.3.5. Dimension du bassin de dissipation ..................................................... 69

5.3.6. Chambre de captage ........................................................................... 70

5.3.7. Conduite d’amenée .............................................................................. 71

5.4. Station de traitement .................................................................................. 71

5.5. Le stockage ................................................................................................ 72

5.5.1. Forme .................................................................................................. 72

5.5.2. Emplacement ....................................................................................... 72

5.5.3. Choix du type de réservoir ................................................................... 73

5.5.4. Accessoires pour le réservoir ............................................................... 73

5.5.5. Capacité théorique ............................................................................... 74

5.5.6. Dimensionnement du réservoir ............................................................ 74

5.5.7. Etude de stabilité du réservoir sur tour ................................................ 75

5.5.8. Conduite de refoulement ...................................................................... 77

5.6. Réseau de distribution ............................................................................... 77

5.6.1. Choix du type des tuyaux utilisés ......................................................... 77

5.6.2. Tracé du réseau ................................................................................... 78

5.6.3. Équipements des réseaux ................................................................... 80

5.6.4. Dimensionnement des conduites ......................................................... 80

Chapitre 6 : INTRODUCTION SUR LE LOGICIEL EPANET 2.0 ET SIMULATION

HYDRAULIQUE DU RESEAU .............................................................................. 83

6.1. Présentation ............................................................................................... 83

6.2. Interface du Logiciel ................................................................................... 84

6.3. Les composantes d’EPANET 2.0 ............................................................... 85

6.3.1. Les composantes physiques ................................................................ 85

6.3.2. Les composantes non physiques ......................................................... 90

6.4. Principe de calcul dans EPANET 2.0 ......................................................... 91

6.4.1. Loi de base du calcul ............................................................................ 91

6.4.2. Les formules utilisées par le logiciel pour le calcul des pertes de

charges ........................................................................................................... 92

6.5. Simulation hydraulique du réseau d’AEP de Maeavatanana ..................... 94

6.5.1. Principe ................................................................................................ 94

6.5.2. Résultats .............................................................................................. 94


2013

6.5.3. Interprétations ...................................................................................... 97

6.5.4. Conclusion ........................................................................................... 98

Partie III : ETUDE D’IMPACT FINANCIER ET ENVIRONNEMENTAL DU PROJET

D’AMELIORATION

Chapitre 7 : ETUDE FINANCIERE ........................................................................ 99

7.1. Coût estimatif du projet .............................................................................. 99

7.2. Calcul du coût du mètre cube d’eau ......................................................... 100

7.2.1. Charges fixes ..................................................................................... 100

7.2.2. Charges d’exploitation ....................................................................... 101

7.2.3. Le coût du m3 d’eau ........................................................................... 102

7.3. Détermination de la Valeur Actuelle Nette (VAN) et du taux de rentabilité

interne (TRI) ..................................................................................................... 103

7.3.1. La Valeur Actuelle Nette (VAN) ......................................................... 103

7.3.2. Le taux de rentabilité interne (TRI) .................................................... 104

Chapitre 8 : ETUDE D’IMPACT ENVIRONNEMENTAL (EIE) ............................. 105

8.1. Loi de base .............................................................................................. 105

8.1.1. Charte de l'Environnement ................................................................ 105

8.1.2. Décret MECIE .................................................................................... 105

8.2. Description du milieu récepteur ................................................................ 106

8.3. Analyse des impacts ................................................................................ 106

8.3.1. Identification des impacts ................................................................... 106

8.3.2. Evaluation des impacts ...................................................................... 109

8.3.3. Mesures d’atténuation ........................................................................ 111

8.4. Le plan de gestion environnemental ....................................................... 112

CONCLUSION GENERALE ................................................................................... 114

BIBLIOGRAPHIE .................................................................................................... 115

ANNEXES

Annexe 1: Présentation des données ....................................................................... I

Annexe 2 : Traitement des données pluviométriques.............................................. II

Annexe 3 : Bilan Hydrique de Thornthwaite ........................................................... IV

Annexe 4 : Tableau pour la détermination du coefficient de ruissellement en

fonction de la superficie du bassin, de sa pente et de sa couverture végétale ...... VII

Annexe 5 : Calcul de L1 et L2 .............................................................................. VIII

Annexe 6 : Barrage de déribvation ......................................................................... IX


2013

Annexe 7: Dimensionnement du réservoir ........................................................... XIV

Annexe 8 : Calcul Réseaux de distribution ........................................................... XIX

Annexe 9: Simulation hydraulique du réseau de la ville de Maevatanana ....... XXXIII

Annexe10 : Conduite de refoulement ............................................................ XXXVIII

Annexe 11 : Bordereaux de détail quantitatif et estimatif ................................ XXXIX

Annexe 12 : Calcul de la VAN ............................................................................ XLIV

Annexe 13 : Valeurs de la contrainte admissible du sol selon la nature du sol ... XLV

Annexe 14 : Plans ............................................................................................... XLV

Nom et Prénoms : ANDRIAMIRIJA Fenosoa Michaël

Titre du mémoire : « CONTRIBUTION A L’AMELIORATION DE L’ALIMENTATION EN EAU

POTABLE DE LA VILLE DE MAEVATANANA »

Nombre des pages : 108

Nombre des figures : 8

Nombre des Tableaux : 46

Nombre des annexes : 14

RESUME

Ce présent mémoire de fin d’étude a pour objet d’évaluer les solutions à apporter en vue de

l’amélioration du système d’alimentation en eau potable de la ville de Maevatanana.

L’analyse de la situation existante sur le terrain a permis de mettre en évidence l’absence

totale de la maîtrise en eau tant sur le plan quantitatif que sur le plan qualitatif.

Ainsi, la solution retenue est l’utilisation d’une ressource mixte en exploitant la rivière

Nandronjia tout en gardant le système de puits drain qui sert actuellement à l’alimentation en eau de la

ville.

Les études techniques effectuées sont basées sur la détermination du volume exploitable des

ressources et le besoin global de la population à desservir dans une projection de 20 ans. Il sera

également calculé le dimensionnement d’un barrage de dérivation qui servira de captage pour la

ressource en eau de surface.

Les résultats avec l’étude classique du dimensionnement du réseau de distribution ont été

vérifiés sur le Logiciel EPANET 2.0. La comparaison entre les deux valeurs obtenues montre que le

réseau se comporte bien durant une simulation de 24 h donc le dimensionnement préalable des

conduites est acceptable.

Dans cette réhabilitation, on projette un renouvellement du réseau existant et une extension

vers les nouveaux quartiers à desservir avec la mise en place de 78 nouvelles Bornes Fontaines.

Le coût total du projet s’élève alors à 3 111 678 521 AR.

Mots clés : Alimentation en eau, réhabilitation, barrage de dérivation

Encadreur pédagogique : RANDRIANASOLO David, Enseignant chercheur à l’Ecole Supérieure

Polytechnique d’Antananarivo

Encadreur Professionnel : RAZAFIMBELO José Victor, Ingénieur Hydraulicien, Responsable

Suivi Evaluation au sein du PAEAR

Adresse de l’auteur : Lot II-N 64 DM Analamahitsy

Contact : 033 28 067 07 / 032 51 446 29

Email : [email protected]

mailto:[email protected]

mémoire de fin d’étude en vue de l’obtention d’un diplôme

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