tfe_youssef_babakhaye_misea[1]

République Française

Ecole Nationale du Génie de l'Eau et de l'Environnement de Strasbourg – (ENGEES)

Royaume du Maroc

Institut Agronomique et Vétérinaire

Hassan II - (IAV Hassan II)

Mastère Spécialisé en Management et Ingénierie des Services

d’Eau et d’Assainissement

MISEA

Promotion 2006 - 2008

Réalisé par : BABAKHAYE Youssef

Assainissement liquide de la ville de IMINTANOUT : amélioration du fonctionnement du réseau et choix du

système d’épuration

Travail de fin d’étude du 1er Mai au 30 Novembre 2007

Mémoire

IGIP – PHENIXA 23, AVENUE CHELLAH, Apt 9 et 10HASSAN RABAT

Téléphone : 00212.037.20.80.92 Télécopie : 00212. 037.72.91.11 e-mail : [email protected]

Sous la direction de : REDOUAN DAHLIZ

(Ingénieur hydraulicien – Chef de projet)

Etude d’Assainissement Liquide de la ville d’Imintanout Page ii

Mastère Spécialisé en Management et Ingénierie des Services d’Eau et d’Assainissement-MISEA Youssef Babakhaye

REMERCIMENT

Nous ne saurions entamer ce sujet sans exprimer notre reconnaissance à toutes

les personnes qui ont apporté leur contribution à la réussite de ce travail.

Nos remerciements particuliers sont adressés à Madame Christine Léger,

directrice de la société Phénixa, qui nous a offert la possibilité de faire ce

Mastère et pour ces aides le long de ma formation.

Nous adressons mes remerciements à Monsieur Redouane Dahliz, pour

m’avoir encadré durant toute la période de mon stage.

Nous remercions le personnel de l’école National de Génie de l’eau et de

l’environnement pour leurs efforts pour la réussite de Master MISEA.

Nous tenons à adresser nos sincères remerciements à l’ensemble du corps de

l’Institut agronomique et vétérinaire Hassan II et plus précisément celui du

département du Génie Rural.

A tous les membres du jury qui par leurs critiques et suggestions contribueront

à enrichir ce travail.

Nous tenons de remercier Madame Kouz Khadija et Mademoiselle Hind

Cherkaoui de nous avoir permis de passer mon sujet de fin d’étude dans les

bonnes conditions.

Nous remerciements vont également à tout le personnel de la société Phénixa

Etude d’Assainissement Liquide de la ville d’Imintanout Page iii


RESUME

Dans le cadre du Plan national de l’assainissement liquide et d’Epuration des eaux usées,

l’Office National d’Eau Potable (ONEP) a confie au groupement Phénixa IGIP l’étude

d’assainissement liquide de la ville de Imintanout.

La ville d’Imintanout se situe au sud ouest du Maroc à 100 km de Marrakech, accessible à

partir de la route nationale N°8.

Selon le recensement de 2004, la ville compte une population d’environ 17 000 habitants.

Le centre d’Imintanout dispose actuellement d’un réseau de collecte raccordant environ 90%

de la population totale.

Plusieurs problèmes entravent le bon fonctionnement du réseau d’assainissement tel que : la

présence des points noirs et l’insuffisance de la capacité hydraulique de certains collecteurs.

L’objectif de ce rapport est de réaliser une étude d’assainissement liquide au stade Avant

Projet Sommaire pour améliorer le fonctionnement du système de collecte des eaux et de

choisir le système d’épuration adéquat ;

En se basant sur les données collectées du terrain, nous avons identifié tous les points noirs

avec les mesures de résorption. Aussi en utilisant le logiciel de modélisation Mike Urban,

nous avons déterminé les insuffisances hydrauliques du réseau existant et dimensionné les

extensions du réseau.

Afin de choisir le système de traitement le plus adéquat, nous avons établie le pré

dimensionnement de cinq variantes, avec une comparaison technico-économique :

Variante 1 : Lagunage naturel

Variante 2 : Lagunage aéré

Variante 3a : Lits bactériens (avec digestion des boues)

Variante 3b : Lits bactériens (avec bassins anaérobies)

Variante 4 : Boues activées par aération prolongée

Mots clés : Imintanout, Assainissement, Epuration, Mike Urban

Etude d’Assainissement Liquide de la ville d’Imintanout Page iv


ABSTRACT

Within the framework of the national plan of the liquid sanitation and waste water treatment, the Drinking Water National Office (ONEP) has charged Phénixa - IGIP group to study the liquid sanitation study of the town of Imintanout.

Imintanout is located at the western south of Morocco,100 km from Marrakech, accessible from the national road N°8.

According to the census of 2004, the city counts a population of approximately 17 000 inhabitants.

The center of Imintanout has currently a collecting system which covers approximately 90% of the total population.

Several problems block the correct operation of the network sewerage such as: the presence of the black spots and the insufficiency of the hydraulic capacity of certain collectors.

The objective of this report is to make a liquid study of cleansing at the Preparatory stage of the project is Summary to improve the functioning of the system of water collection and to choose the appropriate purification system.

Based on collected data, we identified all the black spots with their resorption measurements. Also by using the software of modelling “Mike Urban”, we determined the hydraulic insufficiencies of the existing network and dimensioned the extensions of the network.

In order to choose the most appropriate treatment system, we established the predimensioning of five alternatives, with a technical-economic comparison:

Alternative 1: Stabilization ponds;

Alternative 2: Aerated ponds;

Alternative 3a: Biological filter (with digestion of sludge) ;

Alternative 3b : Biological filter (with anaerobic tank) ;

Alternative 4: Activated sludge by prolonged ventilation.

Key words: Imintanout, Sanitation, Purification, Mike Urban

Etude d’Assainissement Liquide de la ville d’Imintanout Page v


Sommaire

1 Introduction ..................................................................................................................... 11

2 Données de base............................................................................................................. 12

2.1 Aire et horizon de l’étude ...................................................................................................12

2.2 Situation géographique ......................................................................................................12

2.3 Synthèse du schéma directeur d’assainissement liquide ..................................................12

2.4 Climatologie .......................................................................................................................12

2.4.1 Climat .................................................................................................................................12

2.5 Géologie.............................................................................................................................12

2.6 Hydrologie et Hydrogéologie..............................................................................................13

2.7 Démographie......................................................................................................................13

2.8 Développement urbain.......................................................................................................13

3 Système de collecte des eaux ....................................................................................... 15

3.1 Critères de conception des différents types d’ouvrages....................................................15

3.2 Méthodologie d’étude du système de collecte des eaux ...................................................15

3.2.1 Délimitation des bassins versants......................................................................................15

3.2.2 Construction de la pluie de projet. .....................................................................................15

3.2.3 Choix des fréquences ........................................................................................................16

3.2.4 Calcul des débits des eaux pluviales .................................................................................17

3.2.5 Dimensionnement des canalisations .................................................................................19

3.2.6 Dimensionnement des postes de refoulement ..................................................................20

3.2.7 Déversoir d’orage...............................................................................................................20

3.3 Etat actuel du réseau d'assainissement liquide de la ville.................................................22

3.3.1 Inventaire des points noirs du réseau de la ville................................................................22

3.3.2 Diagnostic fonctionnel du réseau d’assainissement de la ville (Modélisation du réseau) .24

3.3.3 Mesure de réhabilitation.....................................................................................................27

3.4 Dimensionnement des extensions du réseau de collecte .................................................29

3.4.1 Assainissement de la rive Droite........................................................................................29

3.4.2 Assainissement de la rive Gauche.....................................................................................30

3.5 Présentation du coût de la solution proposée....................................................................32

3.5.1 Travaux de réhabilitation et de résorption des points noirs ...............................................32

3.5.2 Travaux de réalisation du réseau projeté ..........................................................................32

3.5.3 Travaux de construction et d’équipement des stations de relevage..................................33

3.5.4 Travaux de construction des déversoirs d’orage ...............................................................33

3.5.5 Récapitulatif du montant global de la solution proposée ...................................................33

Etude d’Assainissement Liquide de la ville d’Imintanout Page vi


4 Système d’épuration des eaux usées :......................................................................... 34

4.1 Transfert vers la station d’épuration des eaux usées ........................................................34

4.2 Paramètres de dimensionnement ......................................................................................34

4.3 Objectifs de traitement/Législation.....................................................................................35

4.4 Choix et présentation des variantes de traitement ............................................................35

4.4.1 Variante 1 : Procédé lagunage naturel ..............................................................................36

4.4.2 Variante 2 : Procédé lagunage aéré ..................................................................................36

4.4.3 Variante 3a : Procédé lit bactérien (avec digestion des boues) ........................................36

4.4.4 Variante 3b : Procédé lit bactérien (avec bassin anaérobie) .............................................37

4.4.5 Variante 4 : Procédé boues activées à faible charge (aération prolongée).......................37

4.5 Dimensionnement des Ouvrages communs aux cinq variantes........................................37

4.5.1 Dégrillage ...........................................................................................................................37

4.5.2 Dessableur / déshuileur .....................................................................................................39

4.5.3 Autres Ouvrages communs ...............................................................................................40

4.6 Dimensionnement de la Variante 1 : Traitement par lagunage naturel .............................40

4.6.1 Bassin anaérobie ...............................................................................................................40

4.6.2 Bassin facultatif ..................................................................................................................41

4.6.3 Traitement des boues ........................................................................................................42

4.7 Dimensionnement de la Variante 2 : Traitement par lagunage aéré .................................42

4.7.1 Lagunages aérés ...............................................................................................................42

4.7.2 Bassin de décantation........................................................................................................43


4.8 Dimensionnement de la Variante 3a : Traitement par lit bactérien (avec digestion des boues) ................................................................................................................................43

4.8.1 Décanteur primaire ............................................................................................................43

4.8.2 Lit bactérien........................................................................................................................44

4.8.3 Clarificateur/Décanteur secondaire....................................................................................44


4.9 Dimensionnement de la Variante 3b : Traitement par lit bactérien (avec bassins anaérobies) ........................................................................................................................46

4.9.1 Bassins anaérobies............................................................................................................46

4.9.2 Lit bactérien et Clarificateur/Décanteur secondaire...........................................................47


4.10 Dimensionnement de la Variante 4 : Boues activées par aération prolongée...................47

4.10.1 Bassin d'aération................................................................................................................47

4.10.2 Clarificateur ........................................................................................................................48


4.11 Désinfection des eaux usées (optionnel) ...........................................................................50

4.12 Coût d’exploitation des stations de traitement ...................................................................50

4.12.1 Exploitation en général ......................................................................................................50

Etude d’Assainissement Liquide de la ville d’Imintanout Page vii


4.12.2 Besoins et coûts énergétiques...........................................................................................50

4.12.3 Besoins et coûts de personnel...........................................................................................50

4.13 Sélection de la solution retenue.........................................................................................51

4.13.1 Comparaison économique des variantes de traitement ....................................................51

4.13.2 Comparaison technique, écologique et économique.........................................................53

4.13.3 Choix de la variante de traitement .....................................................................................56

5 Conclusion....................................................................................................................... 57

6 Bibliographie ................................................................................................................... 58

7 Annexes ........................................................................................................................... 59

Etude d’Assainissement Liquide de la ville d’Imintanout Page viii


Liste des Tableaux

Tableau 1: La projection de la population ..............................................................................................13

Tableau 2 : Typologie d'habitat et superficie..........................................................................................13

Tableau 3: Paramètres de Montana.......................................................................................................16

Tableau 4: Paramètres équivalents d'assemblage de bassins ..............................................................17

Tableau 5 : Caractéristiques du réseau existant ....................................................................................22

Tableau 6 : Points noirs et mesures de résorption.................................................................................23

Tableau 7 : Comparaison des résultats des trois méthodes d'estimation de débit de pointe ................24

Tableau 8 : Résultat de la simulation hydraulique de l'existant .............................................................25

Tableau 9 : Les solutions pour la résorption des points noirs ................................................................27

Tableau 10 : Solution pour la correction des capacités hydrauliques des collecteurs...........................27

Tableau 11: Ouvrages pour le réseau de la rive droite ..........................................................................29

Tableau 12 : Caractéristiques techniques des Déversoirs d'orage........................................................30

Tableau 13: Caractéristiques des stations de relevage .........................................................................30

Tableau 14: Ouvrages pour le réseau de la rive gauche .......................................................................31

Tableau 15 : Réseau eaux pluviales de la rive gauche..........................................................................32

Tableau 16: Caractéristiques des stations de relevage .........................................................................32

Tableau 17 : Montant des travaux de réhabilitation ...............................................................................32

Tableau 18 : Montant des travaux d'extension de réseau......................................................................32

Tableau 19 : Montant pour la construction des stations de relevage.....................................................33

Tableau 20 : Montant des travaux de réalisation des DO......................................................................33

Tableau 21 : Montant global de la solution proposée ............................................................................33

Tableau 22 : Récapitulation des charges hydrauliques .........................................................................35

Tableau 23 : Charges polluantes pour dimensionner la STEP ..............................................................35

Tableau 24: Contraintes de qualité en sortie de traitement ...................................................................35

Tableau 25: Caractéristiques des bassins anaérobies ..........................................................................41

Tableau 26: Caractéristiques des bassins facultatifs .............................................................................42

Tableau 27: Caractéristiques des bassins aérés ...................................................................................42

Tableau 28: Caractéristiques des bassins de décantation.....................................................................43

Tableau 29 : Dimensions choisis lits bactériens ....................................................................................44

Tableau 30 : Quantités de boues déterminantes, traitement par lit bactérien .......................................45

Tableau 31: Dimensions choisies pour les épaississeurs des boues brutes .........................................45


Tableau 33: Dimensions des bassins d’aération....................................................................................48

Tableau 34: Dimensionnement des aérateurs .......................................................................................48

Tableau 35: Dimensions du clarificateur ................................................................................................48

Tableau 36 : Quantité de boue obtenue par le traitement......................................................................49


Etude d’Assainissement Liquide de la ville d’Imintanout Page ix


Tableau 38: Caractéristiques des bassins de maturation ......................................................................50

Tableau 39: Besoins énergétiques et coûts des variantes de STEP .....................................................50

Tableau 40: Besoins et coût en personnel .............................................................................................51

Tableau 41: Coûts d’investissement ......................................................................................................51

Tableau 42: Résumé des frais d’exploitation .........................................................................................52

Tableau 43: Prix de revient des variantes ..............................................................................................53

Tableau 44: Surface nette et brute requise par filière ............................................................................54

Tableau 45 : Grille multicritère de l’évaluation technique, écologique et économique ..........................55

Liste des Figures

Figure 1 : Intensité de la pluie de projet .................................................................................................16

Figure 2 : Modèle Numérique du Terrain ...............................................................................................24

Figure 3 : Résultat de simulation du réseau existant (Rive Droite) ........................................................26

Figure 4: Carte du réseau pluviale de la rive gauche avec les débits maxima......................................31

Figure 5: Configuration du procédé lagunage naturel ............................................................................36

Figure 6: Configuration du procédé lagunage aéré................................................................................36

Figure 7 : Configuration du procédé lit bactérien (digestion des boues)................................................36

Figure 8 : Configuration du procédé lit bactérien (avec bassin anaérobie)............................................37

Figure 9: Configuration du procédé aération prolongée.........................................................................37

Figure 10: Grille cage .............................................................................................................................38

Figure 11: Sections du dessableur/déshuileur .......................................................................................39

Figure 12: Modèle des différents bassins du système de lagunage naturel ..........................................40

Figure 13: Charge surfacique pour les différents modèles de dimensionnement..................................41

Figure 14 : Traitement des boues, volumes et débits de boues ............................................................45

Figure 15 : Traitement des boues, volumes et débits de boues ............................................................49

Figure 16: Bilan des coûts d’investissement en génie civil et équipement ............................................52

Liste des Cartes

Carte 1 : Plan d'aménagement de la ville de Imintanout........................................................................14

Carte 2 : Réseau existant, situation des points noirs et travaux de réhabilitation..................................21

Carte 3 : Réseau projeté des eaux usées ..............................................................................................28

Carte 4: Tracé du trasfert des eaux usées vers la STEP.......................................................................34

Etude d’Assainissement Liquide de la ville d’Imintanout Page x


Liste des Abréviations

APD Avant-projet détaillée

APS Avant-projet sommaire

ARA-BER AbwasserReinigungs Anlagen-BERechnungsprogramm – logiciel pour

dimensionner les stations de’épuration

ATV-DVWK Association Technique Allemande pour l’Assainissement (Deutsche Vereinigung

für Wasserwirtschaft, Abwasser und Abfall e.V.), expression vielle

BA Bassin d'Aération

BT Basse Tension

DBO5 Demande Biologique en Oxygène à 5 jours

DCO Demande Chimique en Oxygène

DCE Dossiers de Consultation des Entreprises

DWA Association Technique Allemande pour l’Assainissement (Deutsche Vereinigung

für Wasserwirtschaft, Abwasser und Abfall e.V.), autrefois ATV

EIE Etude d’Impact Environnemental

ERU Effluents Résiduels Urbains

HGT Hauteur Géométrique Totale

HMT Hauteur Manométrique Totale

LAWA Länderarbeitsgemeinschaft Wasser (Groupe de travail des Etats fédérales

allemandes –eau-)

MES Matières en suspension

MS Matières Sèches

MISEA Mastère Spécialisé en Management et Ingénierie d’Eau et d’Assainissement

MT Moyenne Tension

NTK Azote Kjeldahl

ONEP Office National d’Eau Potable

PT Phosphore Total

RGPH Recensement Général de la Population et de l’Habitat

SDNAL Schéma Directeur National d’Assainissement Liquide

SP Station de Pompage

STEP Station d’Epuration

STR Station de relevage

Etude d’Assainissement Liquide de la ville d’Imintanout


1 Introduction

Le secteur de l’assainissement liquide au Maroc souffre d’un retard au niveau des infrastructures de base. A cet effet, le Ministère de l’Intérieur et le Ministère de l’Aménagement du Territoire, de l’Eau et de l’Environnement ont formé une commission conjointe pour mettre au point un Plan national de l’assainissement liquide et d’Epuration des eaux usées. Les principaux objectifs de ce plan sont :

• Rattraper le retard dans le domaine de l’assainissement et de l’épuration des eaux usées;

• Réduire la pollution engendrée par les eaux usées d’au moins 60%;

• Atteindre un taux de raccordement global au réseau d’assainissement de 80% en milieu urbain.

Le programme national d’assainissement et d’épuration des eaux usées touche 260 communes; pour un coût global de 43 Milliards dirhams;

Dans le cadre de ce programme, l’Office National de l’Eau Potable (ONEP) a confié au groupement Phénixa IGIP l’étude d’assainissement de la vile de Imintanout.

Selon le recensement de 2004, la population de la ville de Imintanout est de 17 067 habitants dont 90% sont raccordés au réseau d’assainissement.

Mis à part les divers problèmes liés au drainage et à l’évacuation des eaux pluviales que l’étude de la protection de la ville contre les inondations a essayé de traiter, la problématique de l’assainissement liquide à la ville d’Imintanout est essentiellement d’ordre hygiénique et sanitaire. En effet les défaillances de l’assainissement des eaux usées dans la ville d’Imintanout présentent des risques éminents vis-à-vis de la population, de la nappe souterraine (seule ressource en eau potable de la ville) et de la qualité des eaux superficielles (essentiellement l’Oued).

Pour ce qui est de la pollution de la nappe phréatique, les puits et forages réalisés pour l’approvisionnement de la ressource en eau pour la ville sont réalisés en partie dans des quartiers ne disposant pas de réseau d’assainissement communal. L’évacuation des eaux usées se fait grâce à des systèmes autonomes traditionnels Ainsi la nappe souterraine se trouve exposée au risque de contamination dans le cas d’infiltration des eaux usées dans le sol.

Par contre, en ce qui concerne la qualité des eaux de l’Oued Imintanout, les mesures réalisées par l’agence de bassin hydraulique de Tensift montrent que la teneur en coliformes fécaux ou totaux dépasse les 106 et 108 U/100ml. Ceci est du essentiellement aux rejets directs des eaux usées de la ville dans l’Oued

Dans le but de faire face aux problèmes évoqués auparavant, l’étude de l’assainissement liquide de la ville d’Imintanout dans sa première mission a pour objectifs principaux :

� Actualisation du Schéma directeur d’assainissement liquide de la ville

� Identification des différentes variantes d’assainissement liquide et d’épuration des eaux usées de la ville,

� Le pré dimensionnement des variantes répertoriées

� Étude comparative de ces variantes

Dans la première étape de ce rapport, nous allons présenter les données de base de l’étude (population, climat, hydrologie et hydrogéologie) et les données nécessaires afin d’effectuer l’étude.

Dans une seconde étape, nous allons faire un diagnostic détaillé du réseau existant en se basant sur les visites réalisées sur le terrain et la modélisation du réseau par le logiciel Mike Urban, puis nous allons faire un dimensionnement des extensions du réseau.

La troisième étape est le choix du système d’épuration, pour cela nous allons étudier cinq variantes de traitement avec également une analyse technico économique.



2 Données de base

2.1 Aire et horizon de l’étude La commune urbaine d’Imintanout relève administrativement de la région de Marrakech-Tensift-Al Houz, de la Province de Chichaoua. L’aménagement ainsi que la structuration du centre a été fixé dans son plan d’aménagement édité par l’agence urbaine en 1985 et homologué par décret N° 937.200 en 2000. Suite aux termes de référence de l’étude, l’horizon de l’étude est 2030.

2.2 Situation géographique La ville d’Imintanout se situe sur la route nationale N°8 reliant Marrakech à Agadir. Elle se trouve à environ 100 Km au Sud-Ouest de Marrakech et à 35 Km au Sud de Chichaoua. La ville d’imintanout s’étale sur les deux rives de l’Oued imintanout sur un site constitué par une zone montagneuse et très accidentée. Les altitudes varient de 800m à 1700m NGM. Les coordonnées Lambert de la ville sont : X=171 000 ; Y=70 000. La commune urbaine d’Imintanout s’étend sur une superficie de 1500 ha.

2.3 Synthèse du schéma directeur d’assainissement liquide L’étude du Schéma Directeur de la ville d’Imintanout rentre dans le cadre des études de schémas Directeur d’assainissement liquide des centres de Taroudant, El Kelaa des Sraghna et Imintanout. Il a été réalisé entre 1997 et 2002. Le schéma directeur d’assainissement liquide de la ville d’Imintanout, a retenu la variante réseau qui consiste à : o Conserver le réseau existant de la ville et le réserver uniquement pour l’évacuation des

eaux usées. o Drainer les eaux de pluies dans un réseau projeté vers l’Oued Imintanout via des rejets

directs ou des dalots existants. La solution retenue pour l’épuration des eaux usées de la ville est le lit bactérien de forte charge suivi de désinfection par chloration. La conception de la STEP a été basée sur deux filières en parallèle pour la première phase et une filière pour la deuxième. Chacune des filières est composée d’une décantation primaire, lits bactériens et décantation secondaire suivie d’une cuve de désinfection par chloration. La stabilisation des boues sera faite par digestion anaérobie et la déshydratation des boues faite en lits de séchage. Les détails de synthèse du schéma directeur sont présentés en annexe 1.

2.4 Climatologie

2.4.1 Climat Le climat de la zone d’étude est de type aride, chaud en été et froid en hiver. Les précipitations sur la ville d’Imintanout sont relativement faibles. Les hauteurs maximales sont enregistrées durant la période de Novembre-Avril. La pluie moyenne annuelle d’après la monographie de la ville est d’environ 380 mm. La température moyenne enregistrée sur la ville d’Imintanout est de l’ordre de 20°C avec des écarts thermiques importants. En été la température peut atteindre 45°C et en hiver elle descend jusqu’à -2°C. Les vents sont secs pendant l’été mais modérés et plus arrosant pendant l’hiver. Les vents dominants sont dans la direction Est-Ouest.

2.5 Géologie

La composition géologique de la région de la zone d’étude se présente comme suit : o Un grès en général fin, très épais : Valanginien-Hauterivien o Grès bruns accompagnés de marnes rouges et vertes, ou calcaires gréseux blancs :

Barrémien-Aptien



o Grès blancs : Bédoulien o Calcaires gréseux jaunes coupés de marnes vertes : Gargasien o Marnes vert foncé : Albien o Grés et marnes rouges et vertes avec blancs et gypse : Cénomanien o Marnes rouges et vertes à gypse et grés et marnes blancs : Sénonien

2.6 Hydrologie et Hydrogéologie

Le réseau hydrologique est constitué par Oued Imintanout subdivisant ainsi la ville en deux rives. Cet Oued est un affluent de Oued Chichaoua. Le régime d’Oued Imintanout est saisonnier, il est à sec durant la plus grande partie de l’année. Le débit moyen annuel de l’Oued Imintanout est de l’ordre de 380 l/s. Le réseau hydrogéologique est composé d’une nappe aquifère alimentée par le ruissellement des eaux de pluies et par les infiltrations au niveau des lits des Oueds. Dans la vallée de l’Oued Imintanout, la nappe phréatique est peu profonde et se trouve à environ 3,5m du terrain naturel. Dans le reste de la ville cette nappe reste très profonde.

2.7 Démographie

Au recensement de 1994, la population de la commune urbaine d’Imintanout était de 12 592 habitants. Durant la période de 1994 à 2004, la ville a connu une croissance démographique significative. Le résultat du recensement 2004 national a donné une population de la ville de 17067 habitants. Nous adoptons la même tendance d’évolution démographique de la ville enregistrée pendant la dernière décennie, pour produire la projection future de la population. Le tableau suivant présente la population future en divers horizons.

Tableau 1: La projection de la population

DESIGNATIONS

Année 1 994 2 004 2 010 2 015 2 020 2 025 2 030

Actualisation du SDAL Population 12 592 17 067 20 482 23 845 27 760 32 318 37 624

Taux d'acroissement (%) 3,09 3,1

Statistiques Projections

2.8 Développement urbain

Le plan directeur d’aménagement urbain (PDAU) de la ville d’Imintanout a été réalisé en 1991 par l’agence urbaine de Marrakech. L’homologation de ce PDAU a été faite en 2000. Le plan d’aménagement de la ville d’Imintanout a énuméré dans son règlement les différents types d’habitat prévu pour l’urbanisation de la ville. Ainsi chaque zone d’habitation est repérée par une lettre (voir carte N°1):

Tableau 2 : Typologie d'habitat et superficie Zone d’habitat Typologie d’habitat Superficie totale (Ha) E1 Habitat continue R+1 92 E2 Habitat continue R+2 12 D, S8D Habitat individuel, villas 29 S2 Habitat collectif, Immeuble 12 LN3 Zone d’activité 7,5 Equipement et service publics 58

Actuellement le type d’habitat le plus prépondérant est l’habitat continu en R+1. Ce type d’habitat s’adapte le mieux avec le caractère semi urbain de la ville. En effet la ville d’Imintanout de part sa position géographique continue à développer des relations étroites et solides avec le milieu rural qui l’entoure. On peut expliquer cela par la dépendance socio-économique qui existe entre la ville et les différents douars et communes rurales limitrophes.



Carte 1 : Plan d'aménagement de la ville de Imintanout



3 Système de collecte des eaux

3.1 Critères de conception des différents types d’ouvrages Les règles de conception des différents types d’ouvrages sont présentées en annexe 2.

3.2 Méthodologie d’étude du système de collecte des eaux Afin de pouvoir améliorer l’état actuel du réseau existant et dimensionner le réseau projeté, trois grandes actions ont été réalisées :

• Un diagnostic du système de collecte d’eau existant (de point de vue structurel) a été effectué sur la base des visites du terrain, ce qui nous permettra de déterminer tous les points noirs existants et ces mesures de résorption.

• Une modélisation du réseau de collecte a été établie à l’aide du logiciel « Mike Urban » pour déterminer les insuffisances hydrauliques.

• Un dimensionnement de la partie projeté du réseau (extensions) a été faite en utilisant le logiciel « Mike Urban ».

Les différentes méthodes de calcul mise en œuvre pour l’étude du système de collecte sont les suivants:

• Délimitation des bassins versants • Construction de la pluie de projet • Choix des fréquences • Méthodes de calcul des eaux pluviales : méthode rationnelle, méthode de Caquot et

la méthode de réservoir linéaire à partir du logiciel « Mike Urban », une comparaison rapide à été faite entre les trois méthodes. La méthode de réservoir linéaire est la méthode retenue pour le dimensionnement du réseau de la ville d’Imintanout.

• Méthodes de dimensionnement des canalisations, déversoirs d’orage et poste de refoulement

3.2.1 Délimitation des bassins versants La délimitation des bassins et sous bassins versants existants a été faite suivant les bases classiques appliquées en assainissement. Le diagnostic du réseau existant qui a été fait dans le cadre de cette mission, a permis de délimiter l’ensemble des sous bassins drainés par les collecteurs primaires et secondaires. Dans les zones non desservies par le réseau existant, l’analyse des documents topographiques aux échelles 1/5000e et 1/2000e a permis de délimiter les sous bassins et bassins versants pour les collecteur projetés.

3.2.2 Construction de la pluie de projet. En général les modèles dynamiques utilisés pour le calcul des débits pluviaux se basent de préférence sur une pluie réelle enregistrée sur les pluviographes pendant l’événement pluvial le plus défavorable. En l’absence de cet enregistrement, les concepteurs du réseau d’assainissement ont recours à la construction d’une pluie synthétique appelée pluie de projet. Dans la littérature, il existe plusieurs méthodes pour la construction de cette pluie. Les plus utilisées sont la pluie double triangle et la pluie Chicago. Dans cette étude nous avons utilisé la méthode de pluie Chicago, cette méthode consiste à transformer les courbes IDF en hyétogrammes auxquels sont affectées les périodes de retour des courbes IDF correspondantes. La construction de l’hyétogramme synthétique est basée sur les courbes IDF et pour une averse de durée totale de 4 heures, dont le maximum se produit en θ T (θ est pris ici égale à 0,75)), on construira notre hyétogramme selon la méthode suivante :



TtTpourTt

baFti

Ttpourt

TbaFti

b

b

≤≤⋅−⋅−

∗−∗=

⋅≤≤−∗−∗=

−

−

θθθ

θθ

)1

()1(),(

0)()1(),(

Le graphe suivant représente l’intensité du pluie durant la durée total de l’averse (4h).

Figure 1 : Intensité de la pluie de projet

3.2.3 Choix des fréquences

Pour un bassin versant déterminé, les débits à prendre en considération, sont ceux engendrés par les événements pluvieux contre lesquels on désire se protéger. Une protection totale contre les inondations causées par la pluie serait excessive, compte tenu des investissements lourds qu’il faudrait consentir pour satisfaire des besoins de caractère exceptionnel. On est donc amené à admettre des insuffisances de réseaux pour des événements pluvieux présentant une fréquence de dépassement ou une période de retour T plus grande qu’un seuil déterminé. Nous adopterons dans le cadre de la présente étude la période de retour est de 5 ans. Ce choix s’explique par: • La ville d’Imintanout à cause d’un relief très accidenté n’abrite pas des sites à risque

d’inondation ou d’accumulation des eaux de pluie • L’exutoire naturel des eaux météorites qui est l’Oued Imintanout traverse la ville et

permet une collecte directe et une évacuation rapide des eaux. Afin de prendre en compte cette période de retour nous allons utiliser la formule de Montana. Cette formule calcule l’intensité pluvieuse en fonction de la durée et de la période de retour de l’évènement considéré. Les coefficients a et b sont déterminés statistiquement selon les données pluviométriques. Ces coefficients sont donc liée à une région et à une période de retour.

Formule 1 : )( )( )(FbtFaFti−•=,

Avec : i (t, F) : Intensité de la pluie en mm/mn. t : temps en mn.

Les valeurs des paramètres a et b de Montana de la zone d’étude sont les suivantes : Tableau 3: Paramètres de Montana

Période de retour a b

T= 1 an 2.92 -0.60 T= 2 ans 3.89 -0.60 T= 5 ans 4.86 -0.60 T= 10 ans 5.83 -0.60



3.2.4 Calcul des débits des eaux pluviales

Les méthodes qui seront utilisées pour le calcul des débits des eaux pluviales urbaines sont : • Méthode de Caquot • Méthode rationnelle • Méthode MIKE URBAN : Les réservoirs linéaires.

3.2.4.1 Utilisation de la formule de Caquot

La formule superficielle du débit de fréquence de dépassement "F" prend la forme suivante :

Formule 2 : )( )( ( )TmACITKTQ UWUUVU

p ••••= //1//1

Avec : Q(F) : débit de fréquence de dépassement F, exprimé en m3 par seconde ; I : pente moyenne du bassin versant (en mètre par mètre linéaire) C : coefficient du ruissellement A : superficie du bassin versant (en hectares) K : coefficient d'expression : K = 0,5b(F) a(F)/6,6 u : coefficient d'expression : u = 1 + 0,287 b(F) v : coefficient d'expression : v = -0,41 b(F) w : coefficient d'expression : w = 0,95 + 0,507 b(F)

Le débit ainsi calculé, est à corriger par un coefficient d’influence « m » dont la formule est :

Formule 3:

42.0

2

4

⋅=

L

Am

Allongement d’un bassin et coefficient correcteur L’allongement “ M ” est défini comme étant le rapport du plus long cheminement hydraulique “ L ” au côté du carré de surface équivalente à la superficie du bassin considéré. Son expression est la suivante:

Formule 12 : 8.0≥=

A

LM

Paramètres équivalents d’un groupement de bassins

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

Tableau 4: Paramètres équivalents d'assemblage de bassins Paramètres équivalents

Aeq Ceq. Ieq Meq.

Bassins en série ∑ jA

∑∑ ⋅

j

jj

A

AC

2

∑

j

j

j

I

L

L

∑∑

j

j

A

L

Bassins en parallèle

∑ jA ∑∑ ⋅

j

jj

A

AC

∑∑ ⋅

pj

pjj

Q

QL

( )∑ j

pj

A

QL max

3.2.4.2 Utilisation de la méthode rationnelle.

Le débit de pointe calculé par la méthode rationnelle est le suivant:

Formule 13 AICQ p ⋅⋅⋅=

360

1

C : coefficient de ruissellement I : intensité de précipitation (mm/h) A : superficie du bassin versant (ha)



Le temps de concentration Pour l’estimation du temps de concentration il y’a plusieurs méthodes dans la littérature. Ces méthodes donnent des estimations empiriques du temps de concentration. La méthode la plus utilisée pour les bassins versants urbains est la méthode de Kirpich.

I

Lt c

77,00185,0 ⋅=

tc : Temps de concentration en minute L : Longueur du thalweg principal I : la pente moyenne du BV

3.2.4.3 Méthode MIKE URBAN - Réservoirs linéaires

Pour la simulation hydrologique du réseau assainissement de la ville d’Imintanout par le logiciel MIKE URBAN, nous avons opté pour le modèle des réservoirs linéaires. En effet ce modèle est recommandé par le SNDAL pour le cas de l’assainissement des villes. Ce modèle de ruissellement est un modèle de stockage applicable à un bassin versant équipé d'un système de drainage artificiel (caniveaux, canaux, égouts,...). Le fonctionnement de ce modèle conceptuel est régi par deux lois reliant deux variables de flux (I(t) intensité de la pluie nette et Q(t) le débit à l’exutoire) et une variable d’état caractéristique du système S(t) correspondant au volume stocké au temps t. La formulation du modèle est la suivante :

Équation de Stockage )()( tQKtS ⋅= Équation de conservation des volumes

)()()(

tQtidt

tdS−=

Avec S(t) : le stockage en lame d’eau sur le bassin et dans le réseau à l’instant t I(t) : l’intensité de la pluie nette au temps t K : le paramètre du modèle est analogue à un temps

Détermination du paramètre K du modèle

Le paramètre K du modèle correspond physiquement au décalage entre les centres de gravité de la pluie nette et du débit qui en résulte. En effet, c’est un temps de réponse du bassin versant qui dépend de ses paramètres descriptifs (superficie, pente, longueur, imperméabilisation), ainsi que des caractéristiques de la pluie de projet (intensité maximale et cumul). Il est donné par la formule suivante :

07,021,015,036,09,127,0 )100()1(55,3 −−− ⋅+⋅= pnpnimp HDLICAK

Avec : A : superficie du BV en Ha Cimp : coefficient d’imperméabilisation I : pente moyenne du BV en m /m L : Longueur du plus long parcours de l’eau en m Dpn : Durée de la période de pluie critique du bassin en mn Hpn : Hauteur de la pluie pendant la durée intense en mm

Formule discrétisée du modèle L’utilisation du modèle requiert tout d’abord la discrétisation de la pluie sur un pas de temps. Connaissant la distribution dans le temps de la pluie de projet (Chicago ou double triangle), au pas de temps, cette méthode permet de calculer l’hydrogramme à l’exutoire au même pas de temps. Mike Urban permet la discrétisation du modèle des réservoirs linéaires et le calcul du débit à l’exutoire à chaque pas de temps grâce à la formule suivante :

t

CAtnietnQetnQ n

KK

∆⋅⋅∆−+∆−⋅

=∆−−

)()1())1(()(

11

Les lettres dans la formule ont la même désignation que celle donnée en haut. L’indice n représente la valeur du paramètre indexé au nième pas de temps.



3.2.5 Dimensionnement des canalisations

3.2.5.1 La simulation hydraulique sur MIKE URBAN

La simulation hydraulique sur MIKE URBAN est basée sur l’utilisation du modèle hydraulique régit par les équations de Saint Venant. La résolution de ces équations se base sur les hypothèses suivantes : • l’eau est un fluide incompressible et homogène, la variation de la densité est négligeable. • la pente du fond est faible. • l’écoulement est monodimensionnel selon un axe OX, parallèle au fond, la distribution

des pressions est hydrostatique et l’accélération verticale sont négligeables. Les équations ainsi simplifiées sur la base de ces hypothèses sont données ci-dessous :

L’équation de continuité (Conservation de Masse)

0=+dt

dA

dx

dQ

L’équation de conservation de la quantité de mouvement 0

2

)(

gAIgAIdx

dygA

dx

A

Qad

dt

dQf =+++

Avec:

Q : débit, [m3/S] x : distance par rapport à la direction de l’écoulement, [m] A : section mouillée, [m2] t : le temps [s] y : hauteur d'eau, [m] α: la viscosité dynamique g : acceleration of gravity, [ms-2] If : la pente de la ligne d’énergie

I0 : la pente du fond

3.2.5.2 La formule de Manning Strickler

En assainissement l’écoulement dans les canalisations est à surface libre. Afin de dimensionner les différentes canalisations constituantes le réseau d’assainissement, la formule de Manning Strickler peut être utilisée:

Formule13: SRIKQ HS ⋅⋅⋅= 3/22/1

Ks : Coefficient de Manning Strickler qui correspond a un coefficient de rugosité pour les écoulements à surface libre. I : La pente de la canalisation Rh : Rayon hydraulique correspondant au rapport entre le périmètre mouillé et la surface mouillée.

3.2.5.3 Détermination de la pente

Le calage des pentes dépend des contraintes suivantes : • La topographie du terrain naturel • La couverture minimale de 80 centimètres au dessus de la génératrice supérieure, • La profondeur maximale d’enfouissement de 4 mètres (si possible), • La pente maximale est limitée à 3% afin d’éviter l’érosion des conduites et la

dégradation des joints causés par des vitesses élevées • La pente minimale admise dépend des conditions d’autocurage. Par ailleurs, les

conditions de pose imposent que la pente minimale ne soit pas inférieure à 0,5%

3.2.5.4 Calcul des diamètres

Dans un premier temps, nous allons calculer le diamètre théorique des canalisations. Puis nous avons choisi le diamètre industriel directement supérieur afin d’éviter l’écoulement en charge. Pour le choix du diamètre minimum, nous allons prendre un diamètre minimal de 300 mm.

3.2.5.5 Vérification de l’autocurage des canalisations

Après le dimensionnement des canalisations nous avons vérifié l’autocurage de celle-ci en débit de pointe. Pour cela nous avons calculé la vitesse de l’eau dans les canalisations en débit de pointe. Si la vitesse calculée est supérieure ou égale à 0,3 m/s, l’autocurage est vérifié.



Compte tenu du diamètre minimum imposé de 300 mm l’autocurage en tête de réseau est rarement vérifié. Cette situation peut être pénalisante dans certains cas car les chaussées ne sont pas encore revêtues et génèrent dont beaucoup de sables qui se retrouvent inévitablement dans le réseau.

3.2.6 Dimensionnement des postes de refoulement

La base du dimensionnement d’un poste de refoulement est le calcul du volume utile. La formule du volume utile est la suivante :

Formule 14: ZN

QV e

u ⋅⋅=

4 Avec Qe est le débit entrant dans le poste de refoulement, N est le nombre de pompe présent dans le poste de refoulement, fixé à deux. Z est le nombre démarrage horaire. Il doit être inférieur à 10. Nous avons fixé le nombre de démarrage à 6.

3.2.7 Déversoir d’orage

Les déversoirs d'orage latéraux seront dimensionnés selon la formule de POLENI qui se présente comme suit :

Formule 16: gHHLQ 2

3

2⋅⋅⋅⋅= µ

avec Q : débit déversé (m3/s) µ : coefficient de déversement µ : 0,6 pour un déversement unilatéral µ : 0,5 pour un déversement bilatéral L : largeur de déversement (m) H : charge sur le déversoir (m) g : accélération de la pesanteur (m/s²)



Carte 2 : Réseau existant, situation des points noirs et travaux de réhabilitation



3.3 Etat actuel du réseau d'assainissement liquide de la ville.

Le réseau d’assainissement de la ville est divisé en deux unités indépendantes, à savoir : • Le réseau de la rive Droite

• Le réseau de la rive Gauche

Chaque unité de réseau débouche sur l’Oued Imintanout ou les eaux usées ou les eaux de pluie sont directement rejetées dans l’Oued via Sept principaux rejets, dont cinq pour la rive droite et deux pour la rive gauche (carte N°2). Au niveau des annexes 3, chaque collecteur est décrit succinctement, avec indication de la surface de son bassin d’apport, son parcours, ses différents diamètres et les quartiers desservis. Le tableau suivant récapitule les caractéristiques de ces collecteurs sont :

Tableau 5 : Caractéristiques du réseau existant Collecteur Linéaire (ml) Diamètre (mm)

1 650 T100 2 600 ∅500, T100 3 400 ∅500 4 1 150 ∅500, ∅600, ∅800 5 1 750 T100 6 700 T100 7 600 ∅800

Le réseau desservant la rive droite empreinte les artères principales de cette zone. Ce réseau est plus ancien. Il est constitué de collecteur avec des diamètres importants allant jusqu’à T100. Quant au réseau de la rive Gauche il est composé de collecteurs drainant les eaux dans la direction de l’Oued avec des tronçons jouant le rôle d’intercepteur évacuants ces eaux collectées vers les rejets existants sur l’Oued. Dans cette rive, une grande partie de réseau a été réalisée au fur et à mesure des extensions des différents quartiers et non suite à une étude d’assainissement globale de la rive.

Les systèmes d’assainissement existants dans cette ville sont de deux types :

Le système unitaire : Ce système est adopté pour la collecte et l’évacuation des eaux usées de la rive droite. L’adoption de ce système d’assainissement pour une agglomération comme Imintanout s’avère inadaptée. En effet vu le relief de la ville et vu la proximité d’un milieu naturel de rejet comme l’Oued, la collecte des eaux en système séparatif devient une évidence. Malgré cela ce système ne fonctionne pas en unitaire dans son intégralité, certaines parties de réseau sont dépourvues d’ouvrages d’engouffrement ne laissant transiter dans le collecteur que les eaux usées de la population branchée.

Le système séparatif : Le système séparatif est adopté pour l’assainissement de la rive gauche. Le choix de ce système n’entre pas dans le cadre d’une conception préalable, mais il a été imposé suite à un souci sanitaire. Ceci dans l’objectif de collecter dans un premier temps les eaux usées des nouveaux quartiers et des extensions de quartier. Ce système séparatif n’est pas respecté globalement et se transforme par endroit en un système pseudo-séparatif.

3.3.1 Inventaire des points noirs du réseau de la ville.

La mission du diagnostic de l’état du réseau d’assainissement de la ville a révélé l’existence des points noirs qui représentent une source de nuisance soit pour la structure du réseau soit pour l’hygiène du milieu. Les points noirs répertoriés dans le cadre de cette étude sont classés par quartiers avec une analyse sur les causes de ces défaillances et les solutions proposées pour leur résorption (voir Carte N°2):



Dans le tableau ci-après nous présentons un récapitulatif des points noirs inventoriés lors de la mission de diagnostic. Nous présentons dans le même tableau les mesures de résorption retenues pour chaque point noir (les détails sont présentés en annexe 4).

Tableau 6 : Points noirs et mesures de résorption

Emplacement Description Mesure de résorption

P1 Quartier Izourane,

sur la route nationale RN8

Collecteur vétuste avec un état de dégradation avancé allant jusqu'à l'effondrement sur quelques mètres.

Renouvellement du collecteur sur tout le tronçon longeant la RN8 en le déplaçant sur la voie situé en haut du talus du mur de soutènement

P2 Quartier Izourane

Une quarantaine de ménages situés en contre bas du talus dont le raccordement au collecteur. Leur rejet se fait dans la nature

la commune a commencée de réaliser un système d'assainissement autonome pour cette agglomération.

P3 Quartier Sidi Ali

Ishak.

Un groupement d'habitat clandestin d'une trentaine de ménages se trouvant à l'amont du quartier et qui est dépourvu du réseau d'assainissement

Le raccordement de cette population par la réalisation d'un réseau tertiaire et d'un collecteur secondaire se raccordant sur le réseau de la ville.

P4 Quartier Tazrout

Jdida

Collecteur implanté sous trottoir de l'avenue Atlas et dont l'état vétuste cause des débordement et des retours d'eau dans les maisons.

Remplacement du collecteur dégradé et changement de son implantation en le décalant sous la chaussé

P5 Quartier Tazrout

Jdida

Deux quartiers clandestins non raccordés au réseau et déversant dans le milieu naturel. Ces quartiers sont Takatart et une agglomération se trouvant dans le contre bas de la rue Lmgou.

Réaliser deux collecteurs, le premier collectera les eaux du quartier Takatart et le deuxième le contre bas de la rue Lmgou. Ces deux collecteurs se raccorderont sur le collecteur 4.1 existant.

P6 Quartier Tazrout

Jdida

Un tronçon du collecteur 4 franchissant la Chaaba Tazrout et constituant un obstacle à l'écoulement d’eau du Chaaba à cause de son calage sur le radier du Dalot.

Supprimer la conduite constituant obstacle à l'écoulement dans le dalots et dévier le collecteur existant pour le raccorder sur l'intercepteur projeté pour la rive gauche de l'Oued.

P7 Quartier Agni et El

Oulja

Tronçon du collecteur principal Coll. 5 passant sous les habitations entre le regard R5 et R7

Déplacer le collecteur en changeant son implantation sous la chaussée

P8 Quartier Agni

Habitations situées sur la rive gauche de la Chaaba Afelantalat avec une obligation de franchissement du dalot pour le raccordement du réseau. Les maisons situées sur l'autre rive disposent d'un réseau tertiaire dans un état dégradé

Equipement des deux agglomérations d'un réseau tertiaire avec la réalisation d'un collecteur pour le branchement de l'agglomération se situant sur la rive gauche de la Chaaba.

P9 Quartier

Igzentserfine

Le dalot de la Chaaba Tagadirt constitue un obstacle vis-à-vis du raccordement des habitations situées de l'autre coté de l'avenue Med V.

Réaliser un collecteur entre cette agglomération et le dalot afin de la raccorder facilement sur le réseau de la ville.

P10 Quartier

administratif

Partie canalisée de la Chaaba de l'Hôpital se raccordant sur le réseau ce qui conduit à des débordements au moment de pluie.

Déconnecter la partie canalisée de la Chaaba du réseau et la prolongée jusqu'à son déversement dans l'Oued.



3.3.2 Diagnostic fonctionnel du réseau d’assainissement de la ville (Modélisation du réseau)

La vérification de la capacité hydraulique du réseau unitaire de la ville d’Imintanout a été faite sous le logiciel de calcul MiKE URBAN grâce au module de calcul Mouse. La simulation du comportement hydraulique du réseau existant a été précédée par des taches préparatoires qui sont :

3.3.2.1 Construction du Modèle Numérique du terrain

En l’absence d’un fond topographique digitalisé, la construction du Modèle numérique du terrain a été faite sur la base des plans de restitution 1/2000 en rentrant la cote topographique d’un nombre de point suffisant pour générer un MNT représentatif de la réalité du relief de la ville. Le MNT de la ville va nous permettre d’avoir le profil en long de la cote TN d’un tracé de collecteur et ceci d’une manière automatique.

Figure 2 : Modèle Numérique du Terrain

3.3.2.2 Le calage du modèle de calcul hydrologique

La simulation hydrologique est celle qui nous permet de transformer une pluie enregistrée ou une pluie de projet discrétisée en un hydrogramme à l’exutoire du bassin versant considéré. Dans le cadre de cette étude le modèle hydrologique qui a été utilisé est le modèle du réservoir linéaire. Avant l’utilisation de ce modèle de transformation de la pluie de projet nous avons comparé les résultats du calcul hydrologique faites sous MIKE URBAIN avec celle faite par les modèles usuels, à savoir la méthode de Caquot et la méthode rationnelle, pour cela un échantillon de bassin versant a été vérifié. Les résultats de la comparaison sont donnés dans le tableau ci-après : Tableau 7 : Comparaison des résultats des trois méthodes d'estimation de débit de pointe

BV Q-Caquot (m3/s) Q rationnelle (m3/s) Q-RL/Chicago (m3/s) A5.2 1,73 1,42 0,97 A5.3 0,70 0,61 0,38 A5.4 0,37 0,35 0,26 A5.5 1,08 0,96 0,82 A5.6 0,62 0,54 0,36 A5.7 0,41 0,38 0,29 A5.9 0,24 0,23 0,13 A5.10 0,50 0,45 0,31 A6.3 1,15 0,62 0,47 A6.4 1,10 0,92 0,67 A6.5 1,87 1,63 1,51

De l’analyse des résultats de calcul on peut formuler les remarques ci-après : • La méthode du réservoir linéaire couplée avec une pluie de projet de type Chicago

donne toujours des valeurs de débit de pointe inférieur à celles des autres méthodes.



• La méthode de Caquot surestime le débit de pointe par rapport à la méthode dynamique des réservoirs linéaires. Ce constat est du essentiellement au fait que Caquot utilise une valeur de pluie constante sur tout le temps de concentration. C’est une pluie de forme rectangulaire.

Dans la suite de la simulation hydrologique et hydraulique du réseau existant nous utilisant le modèle dynamique des réservoirs linéaires avec comme pluie de projet la pluie de Chicago.

3.3.2.3 Résultat de la simulation du réseau existant

Le tableau cité ci dessous présente les résultats de simulation hydraulique du réseau existant (les détails des résultats de simulation se trouve en Annexe 5).

Tableau 8 : Résultat de la simulation hydraulique de l'existant Résumé des données d'entrée

Nombre de regards : 172 Nombre de conduites circulaires 125

Noeuds Niveau Radier Min CHS RHS12 825,71 m Niveau Radier Max Node_83 971,53 m Niveau TN Min CHS RHS12 826,31 m Niveau TN Max Node_83 973,53 m Volume regards total 360,0 m3

Conduites Volume conduites circulaires total 5473,9 m3 Longueur totale 11713,00 m

Résultants résumés de la simulation Equation de continuité 1 : Volume initial dans les conduites, regards et structures 2474,0 m3 2 : Volume final dans les conduites, noeuds et structures 35214,2 m3 3 : Volume total entrant

3.1 Hydrologie : 46560,8 m3 3.2 Cond. aux limites : 0,0 m3 3.3 Temps sec : 7033,2 m3 3.4 Exutoires (entrant) : 0,0 m3 3.5 Infiltration 0,0 m3

53594,0 m3 --> 53594,0 m3 4 : Volume total sortant

4.1 Déversoirs : 0,0 m3 4.2 Pompes : 0,0 m3 4.3 Noeuds 0,0 m3 4.4 Exutoires : 20758,4 m3

20758,4 m3 --> 20758,4 m3 5 : Volume généré dans les parties vides du réseau : 2,3 m3 6 : Equation de continuité = (2-1) - (3-4+5) : -97,7 m3

Max. équation de continuité : 12,2 m3 Min. équation de continuité : -120,7 m3

Noeuds - Niveau d'eau Le niveau max d’eau est supérieur au TN (Débordement) 53 Le niveau max d’eau est inférieur au TN 122 Noeuds - Volume déversé Aucun noeud déversant n'a été trouvé dans le réseau. Conduites - Résultats résumés Le niveau max d’eau est supérieur au Diamètre 112 Le niveau max d’eau est Inférieur au Diamètre 61 Le Débit max d’eau est supérieur au Débit de capacité 19 Le Débit max d’eau est Inférieur au Débit de capacité 154



La simulation hydraulique du réseau existant de la ville a fait ressortir un certain nombre de défaillance qu’on peut résumer dans les points suivants

• La simulation a montré une insuffisance de la capacité hydraulique de certains tronçons des collecteurs existants. Cette insuffisance peut aller jusqu’à 250% comme rapport entre le débit transitant dans le canalisation et son débit à pleine section (sur 173 conduites, nous avons 19 conduites qui présente une insuffisance de débit, alors qu’au niveau de 112 conduites, nous avons un niveau d’eau maximum supérieur au diamètre de la conduite)

• Un nombre important de débordement sur environ 30% du réseau. La figure suivante présente les résultats de simulation hydraulique de point de vue débordement d’eau (avec les hauteurs de débordement).

Figure 3 : Résultat de simulation du réseau existant (Rive Droite)

Nous signalons ici que les valeurs données pour les hauteurs de débordement sont des hauteurs de la colonne d’eau dans la canalisation en considérant que l’eau reste enfermée dans la canalisation. En effet, cette hauteur est une sorte de pression hydrostatique de l’eau dans la canalisation.



3.3.3 Mesure de réhabilitation.

A l’issue du diagnostic structurel et fonctionnel nous proposons des solutions et des travaux à réaliser pour pallier aux différents problèmes dont souffre le réseau de la ville d’Imintanout. Les travaux proposés sont de deux types : (voir Carte N°2)

• Les travaux proposés pour le traitement des points noirs de la ville. Il s’agit des travaux de renouvellement des collecteurs existants et de raccordement des agglomérations dépourvues du réseau d’assainissement.

• Les travaux d’augmentation de la capacité hydraulique des collecteurs, ces travaux sont définis suite à la simulation hydraulique réalisée sous MIKE URBAN.

3.3.3.1 Travaux de réhabilitation pour le traitement des points noirs

Le traitement des points noirs de la ville est donné dans le tableau qui suit : Tableau 9 : Les solutions pour la résorption des points noirs

Désignation Emplacement Solution pour le traitement du point noir

P1 Quartier Izourane, sur la route nationale RN8

Réalisation d'un collecteur en DN300 sur une longueur de 450 ml. Avec condamnation de l'ancien collecteur

P2 Quartier Izourane Equipement des habitations en réseau tertiaire sur une superficie de 0,5 hectares

P3 Quartier Sidi Ali Ishak. Equipement de l'agglomération en réseau tertiaire sur 1,5 ha et leur raccordement par un collecteur DN300 sur une longueur de 200 ml.

P4 Quartier Tazrout Jdida Réalisation d'un nouveau collecteur en DN300 sur 200 ml.avec condamnation de l'existant.

P5 Quartier Tazrout Jdida Equipement des habitations en réseau tertiaire sur une surface de 5ha avec la réalisation de deux Hors site en DN300 sur une longueur de 700 ml et 300 ml

P6 Quartier Tazrout Jdida Suppression de la canalisation sur 50 ml

P7 Quartier Agni et El Oulja Réalisation du collecteur T100 sur 350 ml et condamnation de l'existant.

P8 Quartier Agni Equipement de l'agglomération en réseau tertiaire sur 4 ha de superficie et un hors site en DN300 sur 350 ml

P9 Quartier Igzentserfine Réalisation d'un nouveau collecteur en DN300 sur 400 ml.

P10 Quartier administratif Prolongement de la canalisation DN1000 sur 200 ml avec ouvrage de rejet dans l'Oued.

3.3.3.2 Travaux de réhabilitation pour augmenter la capacité hydraulique

Afin de rendre le réseau capable de véhiculer le débit de crue nous avons donné suite aux résultats de calcul de Mike Urban les diamètres de dédoublement à réaliser. Nous remarquons que le collecteur C5 qui est joue le rôle d’un intercepteur est à dédoubler sur sa quasi-totalité en DN400 et DN800. Les résultats du calcul sont résumés dans le tableau suivant.

Tableau 10 : Solution pour la correction des capacités hydrauliques des collecteurs Collecteur Longueur (m) Diamètre de dédoublement Collecteur C2 91,5 DN400

245 DN400 91,5 DN600 862,3 DN800

Collecteur C5

17 T100 Collecteur C6 79,1 DN600 Collecteur C7 27,7 DN600

100 DN400 Collecteur HS 18 DN600

Collecteur CP2 149,3 DN400



Carte 3 : Réseau projeté des eaux usées



3.4 Dimensionnement des extensions du réseau de collecte

La nouvelle conception du réseau assainissement de la ville se basera essentiellement sur les critères ci-après :

• Réhabiliter et valoriser tant que possible le tracé et les caractéristiques du réseau existant sur la rive gauche ou la rive droite.

• Supprimer les rejets directs existants et les intercepter afin de transférer les eaux usées produites par la population vers la future station d’épuration.

• Assurer le raccordement au réseau d’assainissement des quartiers et des douars non encore desservis.

Étant donné les résultats de la simulation hydraulique faite dans le cadre du diagnostic fonctionnel, nous pouvons déjà dire que l’utilisation du réseau existant de la rive droite uniquement pour les eaux usées s’avère pénalisant en termes de fonctionnement hydraulique vu que ce réseau comporte des diamètres importants. Par contre cette solution restera envisageable dans le cas de la rive gauche, vu que le réseau n’est pas très important du point de vue diamètre.

3.4.1 Assainissement de la rive Droite

Pour l’assainissement de la rive droite nous recommandons le maintien du système actuel à savoir l’unitaire. Ce choix est justifié déjà par le faite que toute la zone est desservie en unitaire. La vérification hydraulique a montré que la capacité du réseau, moyennant des travaux de réhabilitation est suffisante pour évacuer le débit des eaux pluviales.

3.4.1.1 Le tracé du réseau (voir Carte N°3)

Le tracé du réseau se basera sur la valorisation du tracé du réseau existant. De ce fait nous projetons un intercepteur rive droite qui collectera toutes les eaux rejetées directement dans l’Oued via les rejets C, D, E et F. Cet intercepteur longera la voie limitrophe de l’Oued jusqu’au le rejet du collecteur hors site du quartier El Kasbah. Les collecteurs C7.3 et C7.4 seront projetés afin de collecter les eaux usées de la partie aval du quartier El Kasbah. Ces deux collecteurs se raccordent sur l’intercepteur rive droite. Trois déversoirs d’orage seront prévus dans le souci de soulager le réseau existant et projeté au moment des averses. Le premier est projeté à l’endroit du rejet D afin de soulager le réseau existant des eaux pluviales issues des quartiers Afalantalat, Addar, Igzentserfine, Agni et l’Oulja. Le deuxième déversoir d’orage est placé juste sur le rejet E. Quant au dernier, il déversera toutes les eaux de pluies excédentaires de la rive droite. Il est placé sur le rejet du quartier El Kasbah. Nous avons prévu de raccorder certains douars limitrophes au réseau de la ville (douars Tachmirou et Agadir Oumssa) bien qu’ils sont à l’extérieur du périmètre urbain de la ville. En effet, la nappe phréatique qui sert pour l’alimentation en eau potable de la ville se trouve menacée par les infiltrations des eaux usées en cas de projection d’un système d’assainissement autonome. Ainsi ces douars seront branchés au Collecteur 5 à l’endroit du regard R2 via une conduite de refoulement en raison de l’irrégularité du relief entre ces douars et la ville.

Tableau 11: Ouvrages pour le réseau de la rive droite Ouvrages Dimensions Linéaire Intercepteur Rive Droite INTRD DN 600 188m T100 700m Collecteur C7.3 DN 800 254m Collecteur C7.4 T100 173m

3.4.1.2 Les déversoirs d’orage

Comme décrit en haut, le réseau de la rive droite sera doté de trois déversoirs d’orage afin de soulager le réseau et de ne transférer à la station d’épuration que le débit relatif aux eaux usées.



Les déversoirs d’orage seront de type latéral dont la charge aval est limitée par un dispositif d’étranglement constitué par un orifice. Les caractéristiques de ces ouvrages dépendent essentiellement du débit d’orage et du débit de sortie qu’on désir conserver dans le réseau. Le tableau ci-après donne les caractéristiques des trois déversoirs d’orage projetés.

Tableau 12 : Caractéristiques techniques des Déversoirs d'orage Désignation Débit d’orage (m 3/s) Longueur (m) Hauteur (m)

DO1 7,63 11,00 0,40 DO2 0,81 3,00 0,30 DO3 3,51 7,00 0,30

3.4.1.3 Le système de relevage

La nature accidentée de l’aire d‘étude impose le recours au relevage des eaux par l’implantation de deux stations de relevage. La première station SP1, recevra les eaux usées à la sortie du déversoir d’orage N°1 et les injecte dans le réseau dans l’intercepteur INTRD. Quant à la SP2, elle assurera le relevage des eaux usées des douars et les injectera dans le collecteur 5. Nous donnons ci-après les caractéristiques des deux stations de relevage du réseau SP1, SP2 ainsi que des conduites de refoulement relatives.

Tableau 13: Caractéristiques des stations de relevage station Débit (m3/h) HMT (m) diam. Refoul (mm) Longueur (m) Puissance (KW)

SP1 177 8,3 200 150 8

SP2 18 26,0 150 1 500 2

3.4.2 Assainissement de la rive Gauche

Le système d’assainissement existant dans les quartiers de la rive gauche est le séparatif. Le réseau d’assainissement dans cette rive est composé en majorité du DN300 et DN200. Seulement le collecteur N°4 récemment renouvelé est composé de diamètre DN400 et DN800. Nous avons vérifié dans des collecteurs du réseau secondaire tel que le Collecteur 4.1 et collecteur N°3 la possibilité d’utiliser ces collecteurs en système pseudo séparatif mais on a constaté qu’il y a des insuffisances hydrauliques importantes. En plus les quartiers de cette rive sont caractérisés par un habitat dense avec une voirie assez limitée et des ruelles étroites. Il s’avère donc impossible de changer tout le réseau existant ou de le renforcer dans sa totalité pour le faire fonctionner en pseudo séparatif. Nous recommandons de maintenir le système séparatif pour l’assainissement de cette zone en collectant les eaux usées produites dans le réseau existant. Les eaux pluviales seront collectées et évacuées dans un réseau totalement projeté.

3.4.2.1 Réseau de collecte

Le réseau d’assainissement de cette rive sera composé de deux types. Le premier qui est déjà existant, est le réseau de collecte des eaux usées. Le deuxième est le réseau de collecte des eaux pluviales qui sera projeté dans le cadre de cette étude.

Réseau de collecte des eaux usées (carte 2). Cette rive est quasi totalement desservie en réseau d’assainissement. Le tracé du réseau eaux usées est déjà défini. Néanmoins nous projetons deux collecteurs en DN300 pour la collecte des eaux usées du quartier Takatarte. Ces deux collecteurs seront branchés sur le collecteur existant desservant Tazrout Jdida à savoir le collecteur 4.1. Ces deux collecteurs sont déjà prévus dans les travaux de résorption des points noirs. Pour l’interception et la suppression des différents rejets existants sur Oued Imintanout. Nous interceptons les eaux usées de Tazrout au niveau du collecteur N°4 (à coté de Chabba Tazrout) dans l’intercepteur RG. Ce même intercepteur longera la voie aménagée à la limite de oued pour collecter les eaux usées rejetées via le rejet B et continuera jusqu’à la station



de relevage SP3 au niveau de l’entrée de la ville. A cette station de relevage, seront déversés et collectés les eaux usées du quartier Izourane et du lotissement Elnahj. A partir de la SP3 une conduite de refoulement en fonte ductile traversera l’oued en s’appuyant sur le pont en cadre existant. Cette conduite sera raccordée dans l’intercepteur RD.

Tableau 14: Ouvrages pour le réseau de la rive gauche Ouvrages Dimensions Linéaire

Intercepteur Rive Gauche INTRG DN 400 1 477m

Réseau de collecte des eaux pluviales (figure N°4 et Annexe 5.2). La collecte des eaux pluviales de cette rive sera faite dans un réseau indépendant. Dans la conception du réseau, nous avons évité de transporter les eaux sur des distances importantes. Pour se faire nous avons prévu de rejeter les eaux collectées dés que possible dans l’Oued. Au totale nous avons projeté six rejets d’eaux pluviales dans le Oued. En se basant sur les résultats de modélisation hydraulique par Mike Urban du réseau projeté, nous avons réalisé le dimensionnement du réseau pluvial projeté de la rive gauche. La figue 4 présente les résultats de modélisation de la rive gauche sous Mike Urban (tracé du réseau et débit maximales transité au niveau de chaque collecteur).

Figure 4: Carte du réseau pluviale de la rive gauche avec les débits maxima



Le tableau ci-après donne le descriptif du réseau en linéaire et en diamètres. Tableau 15 : Réseau eaux pluviales de la rive gauche

Diamètre (mm) DN400 DN500 DN600 DN800 T100 T120 Total Linéaire (m) 2 150 291 1 602 1290 274 10 5 617

3.4.2.2 Le système de relevage

Le relevage des eaux usées produites dans la rive gauche est obligatoire afin de pouvoir transférer ces eaux vers le réseau de la rive droite. La traversée de oued se fera à l’aide d’une conduite de refoulement greffée sur le pont cadre traversant oued. Cette conduite sera en fonte ductile afin de résister à l’altération du milieu et aux problèmes éventuels des fuites. Les caractéristiques de la SP3 sont données dans le tableau suivant :

Tableau 16: Caractéristiques des stations de relevage station Débit (m3/h) HMT (m) diam. refoul(mm) Longueur (m) Puissance (KW)

SP3 98 17,4 150 450 8

3.5 Présentation du coût de la solution proposée

L’estimation du montant des différentes composantes de la solution proposée pour l’assainissement de la ville d’Imintanout est basée sur les prix unitaires établis dans l’annexe 6. On a identifié différentes composante de la solution d’assainissement, il s’agit de :

• La réhabilitation du réseau de la ville et la résorption des points noirs. • La réalisation du réseau projeté des eaux usées et des eaux pluviales. • La construction et équipement des stations de relevage projetées. • La construction des déversoirs d’orage projetés

3.5.1 Travaux de réhabilitation et de résorption des points noirs

L’estimation du montant des ces travaux a été établie suite aux avant métré et quantitatif présentées en annexe 7. Il est estimé à : 9 027 000 DH-HT. Le tableau ci-après donne le montant des deux types des travaux de réhabilitation à faire à savoir:

• Les travaux de résorption des points noirs du réseau assainissement de la ville. • Les travaux de dédoublement des tronçons des collecteurs existants en particulier

ceux qui souffrent d’une insuffisance de leurs capacité hydraulique. Tableau 17 : Montant des travaux de réhabilitation

Désignation Montant H T Travaux de réhabilitation et résorption de points noirs 6 399 923 Travaux de dédoublement de collecteur 2 626 263 Total 9 026 186

3.5.2 Travaux de réalisation du réseau projeté

Le montant des travaux de réalisation du réseau projeté est estimé à : 14 623 000 DH-HT Les extensions à réaliser dans le cadre de ce projet peuvent être divisées en deux entités : • Les travaux d’extension du réseau existant • Les travaux de la réalisation du réseau de collecte et d’évacuation des eaux pluviales de la rive gauche.

Le tableau ci-après donne le montant de ces entités. Tableau 18 : Montant des travaux d'extension de réseau

Désignation Montant H T Travaux d’extension du réseau existant 5 317 884 Réalisation du réseau de collecte eaux pluviales rive gauche 9 305 364 Total 14 623 248



3.5.3 Travaux de construction et d’équipement des stations de relevage.

L’estimation du montant de ces travaux a été établie suite aux avant métré et quantitatif présentées en annexe 7. Il est estimé à : 3 047 000 DH-HT Il s’agit de la construction et l’équipement en matériel électromécanique de trois stations de relevage, la SP1, SP2 et la SP3. Pour chaque station, on donne les montants relatifs au génie civil de la station, aux matériels électromécaniques et aux conduites de transfert.

Le tableau ci-après donne les montant de chaque station.

Tableau 19 : Montant pour la construction des stations de relevage Ceq (DH.HT) Cgc (DH ;HT) C ;Cond ref (DH ;HT) C ;Total (DH.HT)

SP1 538 338 215 335 36 000 908 124 SP2 331 386 132 554 300 000 878 531 SP3 538 338 215 335 342 000 1 260 024 Total 3 046 679

3.5.4 Travaux de construction des déversoirs d’orage

Le montant des travaux de construction des déversoirs d’orage est estimé à 784 000 DH-HT. Le nombre de déversoirs d’orage projetés dans le cadre de ce projet est de Trois. La construction des ces déversoirs d’orage doit être impérativement préalable au fonctionnement de la Station d’Épuration de la ville. Le tableau ci-après donne en détail l’estimation du montant de chaque déversoir d’orage.

Tableau 20 : Montant des travaux de réalisation des DO Désignation Montant en DH HT DO1 483 559 DO2 68 860 DO3 231 392 Total 783 812

3.5.5 Récapitulatif du montant global de la solution proposée

L’estimation du montant de la solution proposée pour l’assainissement de la ville est donnée suite aux avant métré et quantitatif présentées en annexes. Il est estimé à : 26 Million de DH-HT Le tableau ci-après donne un récapitulatif de ce montant par nature des travaux :

Tableau 21 : Montant global de la solution proposée Désignation Montant en DH HT Travaux de réhabilitation et résorption de points noirs 9 026 186 Travaux de réalisation de réseau projeté 14 623 248 Travaux de construction et équipement de station de relevage 3 046 679 Travaux de construction des déversoirs d’orage 783 812 Total 25 479 925



4 Système d’épuration des eaux usées :

4.1 Transfert vers la station d’épuration des eaux usées

La partie transfert concerne le transport des eaux usées vers la station de traitement. D’après notre analyse sur la carte 1/50000, la pente du terrain est favorable pour un transfert gravitaire de l’affluent. L’amenée s’effectuera à partir du déversoir d’orage projeté DO3. La longueur de la conduite d’amenée est d’environ 3,5 Km avec un diamètre de DN400 et une pente moyenne de la conduite est de 1%. Le tracé de la conduite de transfert des eaux usées vers la STEP est indiqué sur la (Carte N°4).

Carte 4: Tracé du trasfert des eaux usées vers la STEP

Le coût de réalisation des travaux de transfert des eaux usées vers la STEP est estimé à

cinq millions de dirhams.

4.2 Paramètres de dimensionnement

Pour l’estimation du débit et de la qualité biochimique des eaux usées deux modèles sont possibles: o Evaluation des concentrations/charges en se basant sur des valeurs étayées par des

documents (p. ex. Schéma Directeur National d’Assainissement Liquide (SDNAL)) o Mesure des concentrations réellement existantes au cours d’une période de temps

représentative.



En l’absence de mesure de concentration de polluants dans les eaux usées de la ville, on s’est référé au document cité ci-dessus ( SDNAL), tout en se comparant avec les résultats de l’étude du SDAL. Le tableau ci-après reproduit les charges hydrauliques sur lesquelles est basé le dimensionnement de la STEP. Les détails du calcul sont présentés en annexe 8.

Tableau 22 : Récapitulation des charges hydrauliques Paramètres Unité 2010 2015 2020 2025 2030

Débit moyen temps sec (Qmoy) m³/j 1400 1700 2000 2400 2900

Débit de pointe temps sec (Qph) m³/h 120 140 170 200 230

Débit de pointe temps pluvieux (Qmax) m³/h 250 290 350 410 480

Débit minimum (Qmin) m³/h 20 20 30 30 40

Le tableau suivant présente les principales charges polluantes calculées pour la population de la ville. Le calcul détaillé de ces charges est présenté en annexe 8.

Tableau 23 : Charges polluantes pour dimensionner la STEP Paramètres Unité 2010 2015 2020 2025 2030

Charge DBO5 kg/j 800 900 1100 1400 1600

Charge DCO kg/j 1500 1800 2200 2600 3100

Charge MES kg/j 900 1100 1400 1600 1900

Charge NTK kg/j 140 160 200 230 260

Charge Ptot kg/j 50 60 70 80 90

4.3 Objectifs de traitement/Législation

L’arrêté N°1607-06 du 25 juillet 2006 définit les contraintes légales concernant les valeurs seuil à respecter pour le déversement dans les cours d’eau des eaux usées en provenance des stations d’épuration. Il existe également une norme pour la qualité des eaux traitées destinées à l’irrigation agricole. Les niveaux de rejet à atteindre selon la norme sont donnés dans le tableau suivant. Toutefois, pour le dimensionnement, nous avons tenu compte des valeurs légèrement inférieures afin de garantir le rendement épuratoire.

Tableau 24: Contraintes de qualité en sortie de traitement

Paramètre Unité Valeur réglementaire Seuil choisi

MES mg/l 150 100 DBO5 mg/l 120 100 DCO mg/l 250

4.4 Choix et présentation des variantes de traitement

Le choix des variantes de traitement étudiées en phase APS a été fait sur les bases de techniques présentant une bonne robustesse de traitement, un niveau de technicité facile à mettre en œuvre et des coûts d’investissement et de fonctionnement raisonnable en proportion des volumes d’effluent devant être traités. De ce fait, les procédés qui seront étudiés pour l’épuration sont :

Variante 1 : Lagunage naturel Variante 2 : Lagunage aéré Variante 3a : Lits bactériens (avec digestion des boues) Variante 3b : Lits bactériens (avec bassins anaérobies) Variante 4 : Boues activées par aération prolongée

Avant d’entamer le dimensionnement des ouvrages, commençons d’abord par définir les différentes variantes :



4.4.1 Variante 1 : Procédé lagunage naturel

Le procédé d’épuration par lagunage recrée les conditions d’auto-épuration du milieu naturel. Le bon fonctionnement d’un lagunage repose sur l’équilibre entre différents groupes d’espèces animales et végétales (bactéries, zooplanctons, algues et plantes aquatiques). La photosynthèse joue un rôle moteur. En effet, les algues produisent de l’oxygène par photosynthèse. Ce dernier sert aux bactéries pour minéraliser et assimiler la matière organique, d’où production de gaz carbonique, de nitrates, et de phosphates. Les matières décantables se déposent au fond de la lagune. Elles sont extraites régulièrement du système, afin de maintenir le bon fonctionnement des installations. Pour éviter que les matières grossières s’accumulent dans les bassins, l’installation de dégrillage est recommandée en amont (Figure 5).

Dégrilleur

Bassins anaérobies/décantation

Bassins facultatifs

Débitmètre

Rejet

Option:Bassins de maturation

Figure 5: Configuration du procédé lagunage naturel

4.4.2 Variante 2 : Procédé lagunage aéré

Le procédé d’épuration par lagunage aéré est très similaire au procédé du lagunage naturel. Néanmoins, la surface nécessaire peut être réduite grâce à un système d’aération artificielle (Figure 6).

Dégrilleur

Bassins aérés

Bassins de maturation (option)

Débitmètre

Rejet

Bassins de décantation

Figure 6: Configuration du procédé lagunage aéré

4.4.3 Variante 3a : Procédé lit bactérien (avec digestion des boues)

Le procédé lit bactérien est un procédé d’épuration des eaux usées robuste et fiable. Contrairement au procédé des boues activées, il s’agit d’un procédé à lit fixe, dans lequel la biomasse n’est pas maintenue en suspension dans l’eau, mais forme un biofilm sur des surfaces de croissance. Ce biofilm transforme les composants organiques des eaux usées en milieux aérobies et anaérobies. Les matériaux de remplissage sont soit pierreux, soit en plastique et leur superficie varie par m3. Le traitement des boues comprend un pré-épaississement, la digestion mésophile, puis l’épaississement des boues digérées et déshydratation des boues (Figure 7).

Dégrilleur

Dessableur/Déshuileur

Lits bactériens ClarificateurDébitmètre

Rejet

Boues en excès

Eaux récirculées

Décanteur primaire

Boues primaires

Traitement des boues

Figure 7 : Configuration du procédé lit bactérien (digestion des boues)



4.4.4 Variante 3b : Procédé lit bactérien (avec bassin anaérobie)

Le prétraitement et le traitement biologique ne se diffèrent pas du procédé lit bactérien avec digestion. Au lieu du décanteur primaire nous proposons de prévoir un bassin anaérobie pour décantation et stabilisation des boues. Les boues produites dans les lits bactériens sont séparées dans le clarificateur et seront envoyés vers les bassins anaérobies où elles seront stabilisées. Les bassins anaérobies seront dimensionnés pour un intervalle de curage de 6 mois (Figure 8).

Dégrilleur

Dessableur/Déshuileur

Lits bactériens Clarificateur

Débitmètre

Rejet

Boues en excès

Eaux récirculéesBassin anaérobie

Boues

Traitement des boues

Figure 8 : Configuration du procédé lit bactérien (avec bassin anaérobie)

4.4.5 Variante 4 : Procédé boues activées à faible charge (aération prolongée)

Le traitement biologique est effectué à l’aide des bassins d’activation avec aération artificielle. Dans le réacteur de boues activées, la masse bactérienne est accumulée grâce au recyclage des boues. Le dimensionnement des bassins d’aération est effectué pour un procédé à faible charge. L’âge avancé des boues signifie que les composants en présence dans les eaux usées sont déjà stabilisés dans le bassin d’activation. Le clarificateur remplit la fonction de séparation des boues activées et de l'effluent traité, avec recirculation des boues épaissies vers le bassin d'aération pour assurer une teneur en MS constante dans le réacteur biologique. Les boues sont raclées dans la partie centrale du bassin de clarification et s'écoulent ensuite dans la station de pompage des boues. A cet endroit, elles sont divisées en deux parties : la plus grande partie (environ 95 %) est réinjectée dans le circuit d'épuration (boues de retour), à savoir au niveau des bassins d'activation. Les 5 % restants constituent les boues en excès qui sont retirées du circuit des boues au niveau du clarificateur. Ces boues en excès doivent ensuite être déshydratées (Figure 9).

DégrilleurDessableur/Déshuileur

Bassin d’aération Clarificateur

Débitmètre

Rejet

Boues en excès

Boues de retour

Déshydratation des boues

Epaississeurs Figure 9: Configuration du procédé aération prolongée

4.5 Dimensionnement des Ouvrages communs aux cinq variantes

4.5.1 Dégrillage

Le dimensionnement du dégrillage est le même pour tous les variantes.

Une grille grossière devrait être prévue au niveau du rejet des eaux usées de la canalisation de manière à ce que les matières grossières contenues dans les eaux usées puissent être retenues. Il est recommandé d’utiliser pour cela ce que l’on appelle communément une grille cage (Figure 10).



Section A-ASection A-A

Figure 10: Grille cage

Afin de conserver une bonne capacité d’autocurage du canal d’entrée, nous recommandons la création d’une seule filière de dégrillage. L'écartement entre les barreaux des grilles fines se situe généralement entre 5 mm et 20 mm, plus ces écartements sont petits, plus s'accroît le volume de matières retenues. Ainsi, la mise en place de grilles trop fines rend le système plus sensible aux défaillances mécaniques provoquées par le coincement de matières solides. Aussi nous recommandons une grille avec des écartements entre les barreaux de 15 mm.

Critères de dimensionnement Vitesse maximale de passage par temps pluvieux < 2,0 m/s Vitesse minimale de passage en temps sec > 0,5 m/s Garantie des vitesses de passage exigées pour un degré de colmatage de la grille de

= 25 %

Vitesse d'écoulement dans les canaux d'approche et de sortie de la grille pour Qph

> 0,5 m/s

Résidus de dégrillage = env. 5 l/hab/a

Dimensionnement En partant d'une profondeur d'eau maximale à l'amont de la grille de 1,0 m, d'un écartement entre les barreaux de la grille de 15 mm et d'une largeur de barreaux de 10 mm, la largeur nécessaire pour le canal desservant une grille fine peut être estimée selon la formule suivante :

Formule 4: Largeur de grille = Q*(s+e)/(e*η*h*v)-s

Avec :

Q : Débit e : Ecartement entre les barreaux s : Largeur de barreaux η : Facteur de raclage h : profondeur d'eau v : vitesse

Charges de dimensionnement Unité

Charge hydraulique maximale des grilles (Qmax) = m³/h 480 Charge hydraulique maximale en temps sec (Qph) = m³/h 230

Dimensions minimales Unité

Largeur du canal d’entrée > m 0,4 Largeur de la grille m 0,9 Volume max. des résidus de dégrillage m³/a 230 m³/j 0,6



Solution choisie Unité

1 grille fine, écartement entre barreaux = mm 15 1 grille grossière, écartement entre barreaux = mm 50 Largeur de grille = m 0,9 Largeur d’un canal principal d'alimentation = m 0,4 Conteneur pour stocker les déchets,capacité: 5 m³ chacun = unités 1

4.5.2 Dessableur / déshuileur

La ville d’Imintanout se situe dans une région sableuse, ainsi il faut mettre en place un dessableur/déshuileur pour tous les variantes à l’exception du lagunage naturel.

.

Figure 11: Sections du dessableur/déshuileur

Le rôle du dessableur est de protéger les installations de traitement contre le sable, afin d'éviter qu’un dépôt de sable ne réduise le volume nécessaire pour un traitement efficace. En plus de l’élimination du sable, le dessableur contribue à protéger les pompes et autres appareils contre l'abrasion et réduit ainsi sensiblement les frais d'entretien de l'installation

Charges de dimensionnement Charge hydraulique maximale d'ensemble (Qmax) = 480 m³/h Charge hydraulique maximale en temps sec (Qph) = 230 m³/h

Critères de dimensionnement Temps de séjour pour Qmax > 5 min Temps de séjour pour Qph > 10 min Vitesse horizontale dans le dessableur avec Qmax < 0,1 m/s Energie spécifique pour insufflation d'air ~ 5 W/m³ Sable retenu par le dessableur ~ 0,06 l/m³

Dimensionnement Vmin du dessableur = 40 m³ Apport d’air requis = 6,98 Nm³/(m³/h) Volume max. de sable retenu = 63 m³/a

Solutions choisies :(Voir aussi Figure 11):

Dessableur Unité

Longueur L = m 20 Largeur B = m 1,40 Profondeur P = m 1,90 Volume du dessableur m³ 56

Déshuileur Longueur L = m 14



Largeur B = m 1,50

Conteneurs pour sable Conteneur pour sable, capacité: 5 m³ chacun

unités 1

Conteneur pour graisses, capacité: 5 m³, avec vidange de fond pour soutirer l'eau

Unité 1

Aération On a choisi 2 soufflantes à piston rotatif à commutation de polarité dont les caractéristiques sont les suivantes : Capacité par surpresseur = Nm³/mn 4,66 Pression différentielle = mbars 350

4.5.3 Autres Ouvrages communs

Les ouvrages communs pour les cinq variantes sont les suivants : • Ouvrage d’arrivée et de sortie • Bâtiments administratifs (bureau, laboratoire, toilettes, douches, atelier etc) • Equipement mobile (tracteur avec pelle chargeuse)

4.6 Dimensionnement de la Variante 1 : Traitement par lagunage naturel

Pour le procédé «lagunage naturel », il existe de nombreuses références et modèles de dimensionnement des bassins sans qu'il n'en existe finalement aucun qui soit universel. La Figure 12 présente les variantes de dimensionnement les plus courantes des 3 types de bassins utilisés dans le système à lagunage naturel : anaérobies, facultatifs, maturation.

Bassins anaérobies Bassins facultatifs Bassins de maturation

Surface nécessaire petite très grande grande

Dimensionnement selon

Mara (SDNAL) Mara CS 1987

CS=350(1.107-0.002T)T-25

Marais

Mara CS

CS=20T-120Formule Languedocienne

Arthur CSCS=20T-60

Marais-Shaw (Gloyna, Sauze)

Mac Garry-Pescod CSCS=400*1,1

T-20

Cinétique:Sauze K1(dépendant du T)

Cinétique: Mara K1

K1=0,3*1,05T-20

Cinétique: Sauze K

K=0,035*1,14T

Cinétique: Marais K

K=1,2*1,085T-35

Variantes examinées Figure 12: Modèle des différents bassins du système de lagunage naturel

Toutes les formules susmentionnées sont donc à utiliser avec précaution.

4.6.1 Bassin anaérobie

Pour le bassin de décantation, on suppose obtenir des conditions anaérobiques. Le traitement consiste essentiellement en une sédimentation des matières en suspension et une digestion partielle des matières organiques facilement dégradables. Le volume du bassin est choisi suffisamment grand pour assurer un stockage des boues d’au moins une année. Le temps de séjour des eaux doit au moins dépasser la journée, et le volume requis pour le dépôt de boue doit être inclus. De plus, selon MARA une charge volumique de 350 kg/(m³*j) ne doit pas être dépassée pour limiter les nuisances olfactives.



Critères de dimensionnement Température = 13 °C Charge volumique, Cv (10°C) = 168 g/(m³*j) Temps de séjour, Ts (f(Cv)) = 3,2 j Profondeur P > 2,0 m < 5,0 m Charge surfacique, Cs > 1.000 kg/(ha*j)

Solution choisie

Tableau 25: Caractéristiques des bassins anaérobies

Unité

Nombre de filières - 2 Nombre des bassins par filière - 2 Longueur par bassin m 20 Largeur m 30 Profondeur utilisable (moyenne) m 4,0 Superficie (totale) ha 0,24 Volume utilisable (total) m³ 9600

Dans ces conditions, le rendement des bassins de décantation atteindra au moins 45% par rapport à la charge en DBO5.

4.6.2 Bassin facultatif

En général, deux critères de dimensionnement sont pris en considération pour dimensionner les bassins facultatifs : la charge surfacique en fonction de la température et l’approche cinétique. La charge surfacique varie suivant les zones géographiques et les conditions climatiques de 30 à 400 kg DBO5/(ha*jour). La liste des formules mathématiques les plus usitées et établies, les unes empiriquement, les autres à partir de modèles cinétiques, est présentée en Figure 12 et Figure 13.

0

100

200

300

400

500

600

700

800

0 5 10 15 20 25 30

Température [°C]

Charge surfacique [kg DBO5/(ha*j)]

Mac Garry & Pescod

Sauze K

Mara Cs

Sauze K1

Marais K

Mara K1

Arthur

Mara Cs 1987

Mac Gerry & Pescod, SDNAL

200210

120

13

Figure 13: Charge surfacique pour les différents modèles de dimensionnement

En se basant sur les notes météorologiques estimées, la température minimum applicable pour le dimensionnement des bassins facultatifs peut être supposée égale à 13°C. Comme la Figure 13 présente, les charges surfaciques pour 13°C varient entre 120 et 200 kg DBO5/(ha*j). Nous avons dimensionné les bassins facultatifs avec une charge surfacique moyenne de 160 kg DBO5/(ha*j).



On propose un modèle à deux filières pour le dimensionnement des STEP. La mise en place de deux filières permet de faciliter les opérations d’entretien. Le Tableau 26 présente les principales caractéristiques des bassins choisies.

Tableau 26: Caractéristiques des bassins facultatifs

Unité

Nombre de filières - 2 Cascades par filière - 3 Longueur par bassin m 150 Largeur m 60 Profondeur utilisable (moyenne) m 1,2 Surface (totale) ha 5,4 Volume utilisable (total) m³ 64 800

Selon MARA, sous les conditions décrites précédemment, la décomposition de la biomasse peut aller jusqu’à 90% dans les bassins anaérobies et facultatifs.

4.6.3 Traitement des boues Dans le cas des variantes de traitement extensif, à savoir lagunage aéré et lagunage naturel, le volume de boues produites est d’env. 40 l/(EH*an). Les conditions climatiques à Imintanout sont favorables à la déshydratation sur des lits de séchage. Dans ce cas les superficies nécessaires pour le séchage sont de 8 750 m².

4.7 Dimensionnement de la Variante 2 : Traitement par lagunage aéré

4.7.1 Lagunages aérés

Critères de dimensionnement

Les bassins sont dimensionnés suivant la formule cinétique suivante:

Formule 5: DBO5e = DBO5o / (1+ KT*t)

Avec :

DBO5e = Concentration à la sortie des bassins de maturation DBO5o = Concentration à l’entrée de la STEP KT = Constante de réduction donnée par la formule KT=K20 x (1,06)

T-20

K20 = 1,0 1/j pour DBO5 total KT(10) = 0,56 1/j T = Temps de séjour

Dimensionnement des bassins

La valeur de rejet à respecter de DBO5 = 100 mg/l correspond pour les eaux usées un temps de séjour requis d’environ 6 jours. En outre, la DWA fixe comme critère supplémentaire une charge volumique maximale de 40 g DBO5/(m³*j).

Tableau 27: Caractéristiques des bassins aérés

Unité

Nombre de filières - 2 Cascades par filière - 2 Longueur bassin 1 m 76 Largeur bassin 1 m 38 Profondeur utilisable (moyenne) m 3,5 Surface (totale) ha 1,16 Volume utilisable (total) m³ 40 432



Dimensionnement de l’aération

Les besoins en oxygène peuvent être estimés à 1,5 à 2 fois la charge polluante en DBO5 à éliminer (1,5-2,0 kg O2/kg DBO5). Le système d’aération consiste le plus souvent en turbines rapides montées sur flotteur. Il faut installer des aérateurs avec une puissance totale de 112 kW.

4.7.2 Bassin de décantation L’aération des bassins de traitement induit un brassage des eaux, les eaux en sorties de bassins d’aération sont donc fortement chargé en MES. Il est donc nécessaire de prévoir à la suite de ces bassins de traitement des bassins de décantation pour limiter les concentrations en MES dans les eaux de rejets. Pour le dimensionnement de ces bassins, on se base sur un temps de séjour d’environ 2 jours et l’on proposera une profondeur de 3 m pour permettre une bonne décantation des eaux et un stockage des boues. Ce bassin constitue aussi une pré-maturation des eaux avec un léger abattement des charges microbiennes.

Tableau 28: Caractéristiques des bassins de décantation

Unité Bassins projetés

Nombre de bassins - 2 Longueur unitaire m 40 Largeur unitaire m 25 Profondeur utile (moyenne) m 3,00 Surface (totale) m² 2.000 Volume (total) m³ 6 000

4.7.3 Traitement des boues Les superficies nécessaires pour le séchage des boues sont de 9 459 m².

4.8 Dimensionnement de la Variante 3a : Traitement par lit bactérien (avec digestion des boues)

4.8.1 Décanteur primaire

Le décanteur primaire a pour but de débarrasser les eaux usées des solides organiques. Cela se fait par une sédimentation au cours de laquelle les composants organiques des eaux usées se déposent au fond du bassin. Les eaux usées ainsi décantées peuvent alors être soumises aux stades d’épuration biologique les plus divers. Les particules solides décantées forment les boues primaires qui vont ensuite rejoindre la filière de traitement des boues.

Critères de dimensionnement Charge surfacique > 2,5 m³/(m²*h) < 4,0 m³/(m²*h) Temps de séjour pour Qph (sans dénitrification) > 1,0 h < 2,0 h

Charges de dimensionnement Le décanteur primaire sera dimensionné avec une charge hydraulique Qph de 230 m³/h.


Profondeur moyenne P = m 2,5 Longueur L = m 15 Largeur B = m 6 Volume total, environ = m³ 225 Temps de séjour, vérification = h 1,9



4.8.2 Lit bactérien


Les critères décisifs pour le dimensionnement des lits bactériens sont la charge hydraulique en temps sec ainsi que la charge volumique (organique). Les charges visées sont fonction de la charge d’exploitation des lits bactériens qui peut être faible, moyenne ou élevée. Pour construire des ouvrages de volumes restreints et économiser ainsi au niveau des coûts d’investissement, l’IC recommande d’utiliser un lit bactérien à charge élevée.

Charge hydraulique l/(m²*s) 0,1-0,9 Charge volumique kg DBO5/(m³*j) 0,6-3,2

Solution retenue

Pour atteindre des concentrations de 100 mg/l de DBO5 et de MES dans l’eau traité, le dimensionnement suivant est recommandé.

Tableau 29 : Dimensions choisis lits bactériens

Paramètres Unité

Nombre - 2 Diamètre m 13,5 Hauteur m 4,0 Surface spécifique (remplissage) m²/m³ 90 Surface m² 286 Volume m³ 1.145 Charge hydraulique l/(m²*s) 0,11 Charge volumique kg DBO5/(m³*j) 0,5

Station de pompage des eaux de recirculation

Afin de garantir une humidité suffisante du lit bactérien et permettre un arrachage des boues en excès, un débit de recirculation des eaux usées doit être maintenu. Les calculs fournissent pour l’horizon 2030 un débit de recirculation d’environ 400 m³/h.

4.8.3 Clarificateur/Décanteur secondaire

Les boues provenant des lits bactériens peuvent être facilement décantées.


Temps de séjour, temps sec > 2,5 h Temps de séjour, temps pluvieux > 1,2 h Charge surfacique ≈ 1,0 m³/(m²*j)

Solution retenue

Paramètres Unité

Nombre - 1 Diamètre m 17,5 Hauteur m 3,5 Surface m² 241 Volume m³ 856 Temps de séjour temps sec h 4,3 Temps de séjour temps de pluie h 2,1 Charge surfacique de temps sec m³/(m²*j) 1

4.8.4 Traitement des boues

Le traitement des boues se fait en plusieurs étapes successives. Les boues en provenance du décanteur primaire et du lit bactérien sont dirigés vers un épaississeur (épaississeur 1) afin d’en réduire le volume. Les boues épaissies sont ensuite stabilisées par digestion anaérobie dans un digesteur. Cette digestion entraîne une liquéfaction et diminution de la masse des boues avec une production de gaz. Les boues digérées doivent donc à nouveau



être épaissies dans un second épaississeur (épaississeur 2) avant déshydratation sur des lits de séchage. Les désignations utilisées dans ce paragraphe pour les différents écoulements de boues sont élucidées dans le schéma ci-dessous.

VBP

MBE

Décanteur primaire

Traitement biologique

MBP

VBE

MB1

VB1

MB2

VB2

MB3

VB3

MB4

VB4 VB5

Epaississeur 1 Epaississeur 2Digesteur

Déshydratation

Figure 14 : Traitement des boues, volumes et débits de boues

QBR = Débit boues en retour [m³/h] VBP, = Volume/Débit boues primaires [m³/j] MBP = Masse boues primaires [kg MS/j] VBE, = Volume/Débit boues en excès [m³/j] MBE = Masse boues en excès [kg MS/j] MB1-n = Masse des boues [kg MS/j] VB1-n = Volume/Débit des boues [m³/j]

4.8.4.1 Quantités de boues

En fonction de la charge des étages de traitement en aval, les charges spécifiques en MS et les quantités de boues du traitement intensif se calculent comme suite :

Tableau 30 : Quantités de boues déterminantes, traitement par lit bactérien

Paramètres Masse MS (Kg/j) Volume (m³/j)

BP boue primaire 950 38 BE boue en excès 1140 29 B1 = Total BP + BE 2 090 66 B2 sortie épaississeur 1 2.090 52 B3 sortie digesteur 1.390 52 B4 sortie épaississeur 2 1.390 46 B5 boue sèche 1.390 3,97

4.8.4.2 Epaississeur des boues brutes La fonction des épaississeurs est notamment de réduire le volume de boue et de diminuer la charge des traitements suivants. Nous avons prévu une conception où l'épaississement se fait exclusivement par voie statique en profitant de la différence entre la densité spécifique des flocons de boue et de celle de l'eau.

L'épaississeur est pourvu d'un agitateur à entraînement central, à rotation lente. Le transport des boues déposées vers la trémie collectrice est assuré au moyen d'une herse en acier. Le critère de dimensionnement de cet épaississeur est le temps de séjour des boues brutes, ce temps sera choisi de façon à être supérieur à 3 jours.

L’épaississeur sera de forme circulaire, avec les dimensions suivantes. Tableau 31: Dimensions choisies pour les épaississeurs des boues brutes

Paramètres Unité

Nombre - 1 Diamètre m 8,5 Profondeur m 3,0 Surface m² 57 Volume m³ 170



4.8.4.3 Digesteur Le digesteur a pour fonction de minéraliser la substance organique des boues. Ce processus se fait par digestion anaérobie-mésophile. Cette digestion anaérobie-mésophile nécessite une température constante entre 35°C et 37°C dans le digesteur. Si cette température est dépassée, on assiste à une ″digestion acide“, au cours de laquelle des composés de carbone subissent une pré- acidification en produisant de fortes odeurs. L’exploitation fiable et constante d’un digesteur est difficile et nécessite de très bonnes connaissances théoriques sur le procédé ainsi qu’une expérience pratique de l’utilisation des digesteurs. Il est en particulier impératif que le brassage soit continu et la température constante. Dans le cas contraire, le procédé de la digestion risque d’échouer. Une formation du personnel est donc obligatoire pour le bon fonctionnement de ce système. Le volume nécessaire du digesteur est fonction de la durée de séjour des boues qui devrait être d’environ 20 jours. Le volume requis pour le digesteur est d’environ 1.045 m³.

4.8.4.4 Epaississeur secondaire Le dimensionnement des épaississeurs secondaires est identique à celui des épaississeurs des boues brutes. Un temps de séjour de 5 jours est prévu afin de permettre un stockage des boues avant séchage. L’épaississeur sera de forme circulaire, avec les dimensions suivantes.

Tableau 32: Dimensions choisies pour les épaississeurs des boues brutes

Paramètres Unité

Nombre - 1 Diamètre m 8,5 Profondeur m 3,0 Surface m² 57 Volume m³ 170

4.8.4.5 Lit de séchage Il a été prévu pour le séchage des boues secondaires un séchage sur lit. Le temps de séjour des boues sur les lits de séchage a été choisi à 21 jours. Compte tenu des quantités de boues produites, il est nécessaire de prévoir une surface de séchage de 2.450 m².

4.8.4.6 Stations de pompage des boues en excès Le transfert des boues en excès vers l'épaississeur est assuré par une station de pompage des boues en excès.

4.9 Dimensionnement de la Variante 3b : Traitement par lit bactérien (avec bassins anaérobies)

4.9.1 Bassins anaérobies Les bassins anaérobies ont pour fonction de permettre la décantation des boues et des matières organiques qui risquera rapidement de colmater le lit bactérien. Le bassin anaérobie a aussi pour fonction la stabilisation des boues produites par digestion anaérobique. Dans ce cas, nous avons pris en compte une période stockage des boues d’environ 6 mois. Le bassin doit aussi assurer un temps de séjour de l’eau à traiter au minimum de 0,5 jour pour permettre une bonne décantation des boues.

Critères de dimensionnement Stockage des boues ≈ 6 Mois

Temps de séjour des eaux usées > 0,5 Jour

Dimensionnement Unité

Volume de boues produites = m³ 874 Volume de décantation = m³ 2 081 Volume total requis = m³ 2 955




Nombre de bassin = 2 Profondeur des bassins = m 4 Longueur des bassins = m 28,0 Largeur des bassins = m³ 20 Surface de bassins = m² 1120 Volume de bassins = m³ 4 480 Temps de séjours avec bassin rempli de boue = j 0,5 Temps de séjours avec bassin curé = j 1,5

4.9.2 Lit bactérien et Clarificateur/Décanteur secondaire Le dimensionnement du lit bactérien et du clarificateur est identique à celui de la variante 2a (lit bactérien avec digesteur).

4.9.3 Traitement des boues Le traitement des boues consiste principalement à un curage régulier du bassin anaérobie. Le dimensionnement du bassin est prévu pour que ce curage se fasse environ tous les six mois. Les boues produites dans les bassins anaérobies sont déjà stabilisées et doivent uniquement être desséché. Compte tenu du climat semi aride de la région d’Imintanout, il est prévu de sécher les boues naturellement sur des lits de séchage. Le temps de séjour des boues sur les lits de séchage a été choisi à 21 jours. Compte tenu des quantités de boues produites, il est nécessaire de prévoir une surface de séchage de 7 525 m².

4.10 Dimensionnement de la Variante 4 : Boues activées par aération prolongée

4.10.1 Bassin d'aération Le dimensionnement du réacteur biologique se fait sur la base d'une stabilisation à faible charge (aération prolongée). En appliquant ce procédé de traitement les boues seront stabilisées aérobiquement dans les bassins d’aération. Les bassins d’aération seront dimensionnés pour une charge moyenne polluante de 1 600kg DBO5/j. Pour aboutir à une stabilisation aérobie des boues, il faut avoir des boues d'un âge élevé et une charge massique faible (< 0,07 kg DBO5/(kg MS*j)). Les temps de séjour prolongés exigés font que dans les bassins d'activation, la concentration en substrats disponibles devient extrêmement faible. Cela conduit les micro-organismes à une respiration endogène, c'est-à-dire à une auto-oxydation de leur masse cellulaire. Les quantités de boues ainsi produites sont donc relativement faibles, et la boue se stabilise. On distingue différentes approches pour le dimensionnement d'une stabilisation aérobie des boues. Nous allons pris dans notre dimensionnement du procédé selon DWA (ex. ATV) dans lequel l’aération prolongée requiert un âge des boues d’au moins 20 jours. Le calcul du volume des bassins d'aération à partir de l'âge de la boue s'effectue ainsi :

Formule 6: Vtotal = Age de la boue * VBE / MSbassin d'aération

Avec : VBE = Volume/Débit boues en excès [m³/j] MSBA = Matière solide dans le bassin d’aération [kg MS/m³]

Pour le calcul de VBE et de MSBA voir les paragraphes “Clarificateur” et “Quantités des boues” suivants. La charge en MS dans le bassin d'aération a une valeur comprise entre 4,0 et 5,0 kg MS/m³. On adoptera pour les calculs qui suivent une valeur de 4,5 kg MS/m³. Le volume total des bassins d’aération en système d’aération prolongée est environ 7 200 m³. La solution choisie est présentée dans le tableau suivant :



Tableau 33: Dimensions des bassins d’aération

Paramètres Unité

Nombre - 1 Longueur L m 60 Largeur B m 30 Profondeur P m 4,0 Volume total m³ 7200

Aération Une aération de surface est recommandée en raison de la simplicité de sa technique. Nous allons pris comme point de départ un besoin spécifique en oxygène de 3,0 kg O2/kg DBO5, et une capacité d’oxygénation des aérateurs de surface de 1,5 kg O2/kWh. La puissance à installer est présentée dans le Tableau 34.

Tableau 34: Dimensionnement des aérateurs

Paramètres Unité

Puissance à installer kW 133 Puissance d’un moteur kW 30 Nombre d’aérateurs choisis - 17 Puissance installée kW 133

4.10.2 Clarificateur Les décanteurs secondaires remplissent la fonction de séparation des boues activées et de l'effluent traité, avec recirculation des boues épaissies vers le bassin d'aération a fin d’assurer une teneur en MS constante dans le réacteur biologique (MSBA = 4,5 kg/m³). Les critères de dimensionnement décisifs pour le clarificateur sont les suivants :

Indice de boue, IVB ≈ 100 ml/g

Temps de concentration, tc ≈ 2 h

Volume de charge de boues ≈ 450 l/(m²*h)

Coefficient de pertes du racleur, cR ≈ 0,7

Teneur en matières sèches au fond du bassin, MSFB = 1000/IVB *tc1/3

Teneur en matières sèches de boues de retour, MSBR = cR*MSFB Taux de recirculation pour les boues en retour, R = R=MSBA/(MSBR-MSBA)

Les exigences à remplir sont les suivantes: Surface des bassins > 480 m² Taux de recirculation > 1,04 - Boues de retour > 500 m³/h

L’ensemble des clarificateurs projetés est dimensionné pour le débit maximal par temps de pluie Qmax = 480 m³/h. Les caractéristiques du clarificateur sont présentées dans le Tableau 35.

Tableau 35: Dimensions du clarificateur

Paramètres Unité

Nombre - 1 Diamètre zone d’entrée d2 m 4,60 Diamètre bassin d1 m 28 Profondeur en périphérie P2 m 3,71 Profondeur au centre P1 m 4,00 Surface m² 616 Volume m³ 2 459



4.10.3 Traitement des boues Les désignations utilisées dans le paragraphe suivant pour les différents écoulements de boues sont élucidées dans le schéma ci-dessous.

Aération prolongée

QBR

MB1

VB1

MB2

VB2

MB3

VB3

Epaississeur 1

Déshydratation

MBE

VBE

Figure 15 : Traitement des boues, volumes et débits de boues

QBR = Débit boues en retour [m³/h] VBE,BP = Volume/Débit boues en excès, boues primaires [m³/j] MBE,BP = Masse boues en excès, boues primaires [kg MS/j] MB1-n = Masse des boues [kg MS/j] VB1-n = Volume/Débit des boues [m³/j]

4.10.3.1 Quantités de boues En fonction de la charge organique en entrée de station d’épuration, les quantités de boue obtenue dans le traitement sont présentées dans tableau suivant.

Tableau 36 : Quantité de boue obtenue par le traitement

Masse MS (Kg/j) Volume (m³/j)

B1 boue en excès 1591 180 B2 sortie épaississeur 1 1591 53 B3 boue sèche 1591 4,55

4.10.3.2 Epaississeurs pour les boues brutes La fonction des épaississeurs est de réduire le volume de la boue et de diminuer la charge des traitements suivants. L'épaississeur est pourvu d'un agitateur à entraînement central, à rotation lente. Le transport des boues déposées vers la trémie collectrice est assuré au moyen d'une herse en acier. L e temps de séjour des boues brutes est supérieur à 3 jours. La mise en place d’un épaississeur de forme circulaire, avec les dimensions suivantes :

Tableau 37: Dimensions choisies pour les épaississeurs des boues brutes

Paramètres unité.

Nombre - 2

Diamètre m 11,00 Profondeur m 3,00 Surface unitaire m² 95 Volume unitaire m³ 285

4.10.3.3 Déshydratation La déshydratation des boues sera réalisée par la technique de séchage sur lit, Le temps de séjour des boues sur les lits de séchage a été choisi à 21 jours. Compte tenu des quantités de boues produites, il est nécessaire de prévoir une surface de séchage de 2 800 m².

4.10.3.4 Stations de pompage des boues en retour et en excès Les boues en retour sont refoulées par deux pompes par filière avec une capacité totale de 600 m³/h (soit 2 filières avec 2 pompes, chacune avec une capacité d’environ 150 m³/h). Une pompe supplémentaire devra être mise en réserve. Le transfert des boues en excès vers l'épaississeur est assuré par une station de pompage.



4.11 Désinfection des eaux usées (optionnel)

Pour une réutilisation des eaux usées traitées à des fins d’irrigation, la législation marocaine exige que les eaux épurées contiennent au moins de 1000 Coliformes Fécaux / 100 ml. Pour faire face à ces exigences en matière sanitaire, l’installation d’une désinfection des eaux usées serait nécessaire. Pour cela, nous proposons un procédé de désinfection qui consiste à un traitement dans des bassins de maturation aux températures appropriées. Les bassins de maturation nécessitent une grande surface et entraînent la plupart du temps une formation d’algues plus importante. Les résultats du dimensionnements sont donnés dans le tableau suivant :

Tableau 38: Caractéristiques des bassins de maturation

Unité Lagunage naturel Lagunage aéré

Nombre de filières - 2 2 Cascades par filière - 3 4 Surface d’un bassin m² 6000 6500 Surface total m² 36 000 52 000

4.12 Coût d’exploitation des stations de traitement

4.12.1 Exploitation en général En général, la bonne performance des installations dépend pour une large part de l’exploitation qui est faite. Le personnel doit posséder de vastes connaissances théoriques et une bonne expérience pratique du procédé dans son ensemble. Cette remarque s’applique en particulier aux variantes 3, lit bactérien, et 4, traitement à boues activées. La filière de traitement des boues demande aussi, dans le cas de l’installation d’un digesteur, une très bonne expérience et maîtrise des processus biologiques. En cas d’opération non-conforme et/ou d’un manque d’entretien par le personnel dans la gestion du digesteur il y a un risque réel d’explosion des installations.

4.12.2 Besoins et coûts énergétiques La dépense en énergie est fonction du choix du procédé de traitement des eaux usées. La mise en place d’un système d’aération des bassins plus ou moins en continu nécessite le plus d’énergie. De ce fait, le traitement des eaux par aération prolongée présente la plus grosse consommation suivie du lagunage aéré puis du lit bactérien. Le tableau suivant présente pour les cinq variantes étudiées les consommations prévisibles.

Tableau 39: Besoins énergétiques et coûts des variantes de STEP

V1 LN

V 2 LA

V3a LB

V3b LB

V4 AP

Energie aération 0 883 008 0 0 1 072 224Equipement général 110 000 110 000 150 000 150 000 160 834

Consom. tot. STEP 110 000 993 008 150 000 150 000 1 233 058

4.12.3 Besoins et coûts de personnel

Dans le Tableau 40, nous avons dressé une liste du personnel nécessaire après l’exécution de la STEP, en fonction du procédé préconisé.



Tableau 40: Besoins et coût en personnel

Personnel DH/an Nb. DH/an Nb. DH/an Nb. DH/an Nb. DH/an Nb. DH/an No. DH/an

Chef de la STEP 120 000 0 0 0 0 1 120 000 1 120 000 1 120 000 0

Chef de la STEP 60 000 1 60 000 1 60 000 0 0 0 0 0 0 0

Technicien spécialisé

46 800 0 0 0 0 3 140 400 1 46 800 1 46 800 0

Ouvrier qualifié 42 000 1 42 000 1 42 000 2 84 000 2 84 000 2 84 000 0

Personnel de laboratoire

46 800 0 0 0 0 2 93 600 1 46 800 1 46 800 0

Mécanicien 42 000 0 0 0 0 1 42 000 1 42 000 1 42 000 0

Electromécani-cien

42 000 0 0 1 42 000 1 42 000 1 42 000 1 42 000 0

Gardiens 37 200 3 111 600 3 111 600 3 111 600 3 111 600 3 111 600 0

Manœuvres 32 400 2 64 800 2 64 800 3 97 200 3 97 200 3 97 200 1 32 400

Total 7 278 400 8 320 400 16 730 800 13 590 400 13 590 400 1 32 400

V1 LN V2 LA Bassin maturation

V3a LB V4 APV3b LB

4.13 Sélection de la solution retenue

4.13.1 Comparaison économique des variantes de traitement

Pour les cinq variantes de traitements nous avons étudié les coûts suivants : � Les coûts d’investissement (Génie civil et Equipement électromécanique) � Les frais d’exploitation (Frais de personnel, Frais d’énergie et Frais d’entretien)

Afin de pouvoir procéder à une comparaison des coûts des variantes, le prix de revient dynamique sera calculé pour chaque variante.

4.13.1.1 Coûts d’investissement

Sur la base du prédimensionnement effectué des différents ouvrages, une estimation sommaire du coût de réalisation du génie civil et de l’équipement est présentée au tableau et figure suivant. Le sous-détail est présenté en Annexe 10

Tableau 41: Coûts d’investissement

Investissement GC Investissement Equipement

Investissement total

[DH] [DH] [DH]

Variante 1: Lagunage naturel 25 733 964 2 831 070 28 565 034

Variante 2 : Lagunage aéré 13 444 708 7 540 320 20 985 028

Variante 3a : Lits bactériens avec digestion 10 376 220 13 291 217 23 667 437

Variante 3b : Lits bactériens avec bassin anaérobie 10 217 290 9 469 192 19 686 482

Variante 4 : Aération prolongée 17 446 420 11 929 870 29 376 290

Option: Bassins de maturation 11 657 090 0 11 657 090



25 733 964

13 444 708

10 376 220 10 217 290

17 446 420

11 657 090

2 831 070

7 540 320 13 291 217

9 469 192

11 929 870

0

0

5 000 000

10 000 000

15 000 000

20 000 000

25 000 000

30 000 000

35 000 000

Variante 1:Lagunage naturel

Variante 2 :Lagunage aéré

Variante 3a : Litsbactériens avec

digestion

Variante 3b : Litsbactériens avecbassin anaérobie

Variante 4 :Aération prolongée

Option: Bassins dematuration

Investissement Equipement

Investissement GC

Figure 16: Bilan des coûts d’investissement en génie civil et équipement

Du point de vue des coûts d’investissement, il ressort que la variante 2 (lagunage aéré) et la variante 3B (lit bactérien avec bassin d’anaérobie) sont les variantes les plus avantageuses.

4.13.1.2 Frais d’exploitation Le tableau suivant présente les frais d’exploitation de la station pour chaque variante.

Tableau 42: Résumé des frais d’exploitation unité V 1

lagunage naturel

V 2 Lagunag aéré

V 3a Lit bact-Dg

V 3b Lit bact-BA

V 4 Aérat° prolong

Frais de personnel DH/an 39 771 40 050 45 675 45 415 45 415 Frais d’énergie DH/an 126 500 1 141 959 172 500 172 500 1 418 016 Total DH/an 166 271 1 182 009 218 175 217 915 1 463 432

Les coûts d'entretien peuvent être calculés en fonction des coûts d'investissements requis pour la réalisation de la station d'épuration. Les pourcentages appliqués sont 0,5 %/an pour le génie civil et 3,0 %/an pour l’équipement électromécanique.

4.13.1.3 Prix de revient

La comparaison des variantes a été effectuée sur la base du prix de revient annuel dynamique. Cela consiste à attribuer les coûts annuels (séparés en coûts d’investissement et frais d’exploitation) au rendement annuel correspondant. Cette méthode mathématique financière sert à comparer différentes variantes sous les mêmes conditions d’ensemble. Le résultat est le prix de revient annuel dynamique. Ce dernier ne représente pas le tarif à fixer ensuite mais sert à la comparaison des variantes. Le calcul a été effectué selon les hypothèses suivantes : • La durée de vie du projet a été considérée égale à 30 ans (durée de vie du génie civil) • La durée d’utilisation des équipements électromécaniques est de 15 ans • Le taux d’actualisation est de 8% • Les valeurs des investissements et des charges de fonctionnement ont été exprimées

aux prix constants de 2005



• L’actualisation des coûts et des charges d’entretien et de fonctionnement a été effectuée à l’année zéro du projet (2010)

Le calcul effectué selon ces hypothèses a dégagé les résultats suivants:

Tableau 43: Prix de revient des variantes V1,

Lagunage naturel

V 2, Lagunage aéré

V 3a, Lits bactériens (digestion)

V 3b, Lits bactériens

(b. anaérobie)

V4, Aération prolongée

Option, Bassin de maturation

`çºí=ÇÛáåîÉëíáëëÉãÉåí=Äêìí=EaeF Génie Civil 25 733 964 13 444 708 10 376 220 10 217 290 17 446 420 11 657 090

Equipement mécanique 2 831 070 7 540 320 13 291 217 9 469 192 11 929 870 0

Coûts totaux 28 565 034 20 985 028 23 667 437 19 686 482 29 376 290 11 657 090

Prix de revient annuel moyen (DH/an) et coûts spécifiques (DH/m³)

Prix de revient annuel total 3 324 090 4 284 360 4 005 750 3 266 870 5 990 720 1 131 330 Coûts spécifiques (DH/m³)

Energie 0,23 2,03 0,31 0,31 2,53 0,00

Personnel 0,43 0,49 1,12 0,90 0,90 0,05

Exploitation 0,28 0,39 0,59 0,44 0,59 0,08

Frais de capital (investissements) 3,45 2,73 3,26 2,65 3,88 1,36

Coûts spécifiques (DH/m³) 4,38 5,64 5,28 4,30 7,89 1,49

Il ressort de cette comparaison financière que les variantes de traitement les plus avantageuses sont les variantes 1 à 3b. Les prix de revient (4,38 à 4,3 DH/m³) sont très similaires et ne permettent pas de se prononcer clairement sur l’une de ces variantes. La variante 4 (aération prolongée) dépasse largement le prix de revient des autres variantes.

4.13.2 Comparaison technique, écologique et économique Les aspects techniques écologiques et financiers sont décisifs pour le choix de la variante la plus approprié pour la STEP de Imintanout :

4.13.2.1 Aspects techniques

Objectifs de traitement Les cinq variantes de traitements proposés permettent de traiter les eaux à un niveau correspondant aux normes de rejet des eaux usées traitées dans le milieu naturel. Toutefois, le niveau de traitement obtenu peut varier selon la filière de traitement retenue. Pour permettre leur valorisation en usage agricole, il est nécessaire d’ajouter à la filière de traitement de base le traitement dans les bassins de maturation prévu en option.

Sécurité de fonctionnement La sécurité de fonctionnement est fonction de l’entretien de la STEP. Le lagunage naturel et le lagunage aéré sont plus robustes que les autres variantes. Mais, les pannes au niveau des aérateurs du lagunage aéré doivent être évitées ou résolues car elles nuisent au rendement d’épuration. Le procédé d’aération prolongée et la digestion des boues pour le traitement par lits bactériens nécessitent le contrôle permanent de la STEP pour être en mesure d’éliminer immédiatement les pannes qui pourraient éventuellement se produire.

Entretien Toutes les variantes de traitement des eaux usées doivent être entretenues pour assurer leur rôle. Toutefois, la variante lagunage naturel nécessite moins d’entretien. L’entretien et les mesures de maintenance les plus intensifs sont à prévoir pour les variantes aération prolongée et des lits bactériens, même si un système de télégestion est installé.

Dépendance de l'alimentation en énergie électrique Pour une station d'épuration d'un ordre de grandeur égal à celui de la STEP d’Imintanout, la consommation d'énergie est, en règle générale, très élevée, ce qui crée une forte dépendance au fournisseur local d'électricité sauf dans le cas d’un lagunage naturel.



Les besoins énergétiques sont plus élevés pour la variante 2 (lagunage aéré) et pour la variante 4 (boue activée) en raison de la présence d’une aération des bassins. Malgré sa faible consommation électrique, le fonctionnement du lit bactérien nécessite obligatoirement de l’électricité pour le fonctionnement des pompes. Seul le lagunage naturel peu se passer de consommation électrique pour le procédé de traitement.

4.13.2.2 Aspects environnementaux

Emissions sonores Les variantes 2 et 4 présentent un niveau de bruit émis par les installations important en raison du fonctionnement des aérateurs de surface. Compte tenu de l’éloignement de la STEP des zones d’habitat, l’impact des émissions sonores est faible.

Emissions d’odeur Les émissions d’odeur dans les stations d’épuration s’observent surtout dans les procédés anaérobies. Les grandes surfaces des bassins contribuent aussi aux émissions d’odeur. En raison des grandes surfaces des bassins, le lagunage naturel et aéré présenteront les plus fortes émissions d’odeur. Par contre, des émissions plus réduites seront constatées dans une STEP conçue et entretenue selon les règles de l’art.

Emissions d'aérosols L'emploi d'aérateurs de surface génère des aérosols. Ceci implique le rejet dans l'atmosphère de bactéries susceptibles de présenter un risque pour la santé du personnel d'exploitation. Ce risque augmente avec le nombre d'aérateurs utilisés.

Besoins en surface Le critère d’utilisation de surface est considéré primordial dans le cas de la STEP d’Imintanout car la nature accidentée du relief induit un surcoût important lors de la création des bassins de traitement. Les besoins en surface du lagunage naturel et aéré sont très importants alors que les procédés intensifs tels que l’aération prolongée, ou les lits bactériens nécessitent une surface beaucoup moins grande. Le tableau suivant donne la surface requise pour chaque filière de traitement étudiée.

Tableau 44: Surface nette et brute requise par filière

Variante Surface nette en m² Surface brute en m²Lagunage naturel 65 150 119 025Lagunage aéré 21 002 50 400Lit bactérien avec digesteur 3 680 31 900Lit bactérien avec bassin anaérobie 9 172 45 675Aération prolongée 5 406 39 000

Elimination des germes pathogènes

Les lagunages, qui possèdent une grande surface, sont plus favorables pour réduire les germes pathogènes.

Production de boues Lors de l’utilisation d’un procédé extensif tel que le lagunage naturel ou aéré, les quantités de boues produites sont moindres que dans le cas de l’utilisation d’un procédé intensif tel que l’aération prolongée. Toutefois, les boues ne sont pas évacuées de façon continue mais périodiquement. C’est pour cela qu’il faut construire d’importantes infrastructures pour l’évacuation des boues. Ces infrastructures ne sont pas utilisées régulièrement mais doivent être maintenues; elles occupent de l’espace et nécessitent des investissements. Dans le cas des procédés intensifs, les boues sont produites et traitées de manière continue.

Sécurité contre des à-coups dans l'apport d'eaux pluviales Des pointes dans l'apport d'eaux pluviales entraînent une réduction des temps de séjour dans les réacteurs. Une dégradation de la qualité de l'effluent de la STEP est le résultat inévitable de ce phénomène. Une installation comportant des volumes relativement



importants est préférable pour éviter ce type des à-coups. Ainsi le procédé de traitement par lagunage naturel et aéré est plus avantageux que les autres types de traitement.

Sécurité contre des à-coups toxiques La toxicité d'une substance dépend essentiellement de la concentration dans laquelle elle se présente. Quand une station d'épuration est sujette à des à-coups dans l'apport de matières toxiques, l'impact d'un tel phénomène dépend également de la capacité de dilution de la STEP. En raison du temps de séjour important dans les bassins de traitement, le lagunage naturel et le lagunage aéré assurent une grande stabilité de rendement en cas de changement brusque de la charge polluante.

4.13.2.3 Aspects financiers

Les aspects financiers ont été discutés dans le paragraphe financier (4.11).

4.13.2.4 Comparaison des variantes de traitement avec une grille multicritère

Pour la sélection de la solution retenue, nous avons pris les trois différents critères de comparaison qui sont les critères techniques, les critères environnementaux et les critères économiques. Chaque critère a été évalué, puis décliné en sous critères plus détaillés avec une pondération selon son l’importance. La grille de pondération est présentée ci-dessous :

• Critères techniques 30 points • Critères environnementaux 20 points • Critères économiques 50 points • Total 100 points

Pour la comparaison économique, nous avons considéré les prix dynamiques calculés dans les chapitres avant. La pondération était réalisée par la Formule 7:

Formule 7: Critères économiques = 50 * Cmd /Cv

Avec : Cmd,: Couts de la variante la moins disante Cv : Couts de la variante examiné

Les résultats de la comparaison technique, écologique et économique des variantes sont présentés dans la grille multicritère suivante.

Tableau 45 : Grille multicritère de l’évaluation technique, écologique et économique

Points max.

Variante 1 LN

Variante 2 LA

Variante 3a LB (Dig)

Variante 3b LB

(B anaé)

Variante 4 AP

Évaluation technique Objectif de traitement 10 4 6 6 6 9 Sécurité fonctionnement 8 6 5 3 4 4 Entretien 7 6 5 1 3 3 Dépendance d'électricité 5 4 3 1 1 2 Sous Total 1 30 20 19 11 14 18

Évaluation écologique Émission sonore 1 1 0 1 1 0 Émission d'odeur 3 0 2 3 2 3 Émission aérosols 1 1 0 1 1 0 Besoin en surface 8 0 4 8 8 8 Élimination germes 2 2 2 1 1 1 Gestion boues 2 0 0 2 2 2 Sécurité coups pluviales 2 2 2 0 1 1 Sécurité coups toxiques 1 1 1 0 0 1 Sous Total 2 20 7 11 16 16 16



Évaluation économique 50 49 39 41 50 28 Sous Total 3 50 49 39 41 50 28

Jugement Évaluation technique 30 20 19 11 14 18 Évaluation écologique 20 7 11 16 15 16 Évaluation économique 50 50 39 41 51 28 Total 100 78 69 68 80 62 Rang 2 3 4 1 5

4.13.3 Choix de la variante de traitement

Les résultats de l’analyse multicritère montrent que le traitement par aération prolongée présente des avantages en terme de coûts d’investissement. Néanmoins, le procédée « aération prolongée » permet de réaliser une STEP selon les normes et nécessite seulement une surface très limitée. De plus, un transfert ultérieurement (pour l’extension) sur le procédée « boues activée » est relativement simple, ainsi que l’introduction d’un traitement tertiaire (élimination du phosphore et de l’azote). Pour les autres variantes, les résultats de l’analyse multicritère sont relativement similaires mais la filière la plus avantageuse est le traitement par lit bactérien avec bassin anaérobie. Toutefois, il convient de relativiser ces résultats par rapport au point suivant. Le traitement par lit bactérien offre un coût spécifique moins élevé, par contre il demande plus d’entretien et de un niveau de technicité plus élevé en terme de gestion et particulièrement pour tous ce qu’est de traitement des boues (digesteur) ; La disponibilité du personnel avec une formation spécialisée et fondée est indispensable pour une bonne exploitation de la digestion des boues. En cas de mauvais fonctionnement du digesteur les risques d’explosion sont réels. Actuellement, il n’existe aucune installation de ce type au Maroc. Pour faire face à ce genre de problème (digesteur), nous avons proposé l’alternative du lit bactérien avec bassin anaérobie. Cette technique présente des avantages que ça soit en terme de facilité relative d’exploitation que en terme de surface requise pour l’implantation de la STEP. Le rendement d’épuration obtenue par cette technique est similaire à celui du lit bactérien avec digesteur. Le lagunage aéré est un procédé fiable qui nécessite environ la moitié du terrain par rapport à ce qui demandé en cas d’adaptation du procédée « lagunage naturel ». Le principal inconvénient de cette filière est lié à sa forte consommation en énergie. Dans le contexte économique actuel, où l’énergie coûte de plus en plus cher, le choix d’une telle filière de traitement pourrait induire dans les années à venir des coûts de fonctionnement élevé Le lagunage naturel demande la mise en place des infrastructures très importantes ainsi le coût d’investissement de départ très élevé. Néanmoins il demande peu d’entretien, et peu de personnel qualifié par rapport autres variantes (« lits bactérien avec digestion des boues » ou « aération prolongée »). Ce procédé donne une très bonne robustesse et fiabilité de traitement. Cependant, le rendement obtenue par ce procédée de traitement est moins efficace que par les procédées avec une aération artificielle. En plus il présente en cas de mauvais entretien des nuisances olfactives considérables. En somme, Le lit bactérien semble être le système d’épuration le plus adapté pour la ville de Imantanout pour les raisons suivantes :

• Le coût économique est plus faible par rapport des autres variantes • Il est performant en terme de rendement épuratoire, • Il ne demande pas une grande surface pour son implantation • Il présente des qualités écologiques important (odeur, sonore…) • Il présente des facilités d’exploitation (faible coût de fonctionnement et une main

d’œuvre peu qualifié).



5 Conclusion

Le présent rapport a pour objectifs :

• Présenter la situation actuelle de l’assainissement de la ville d’Imintanout ; • Sortir avec des solutions adéquates pour améliorer le réseau d’assainissement, • Choisir un procédé de traitement qui pourra être adapté au contexte de la ville.

Pour atteindre ces différents objectifs plusieurs actions on été réalisées : Nous avons commencé d’abord par effectuer des missions de terrains afin de détecter les différentes anomalies structurelles du réseau d’assainissement ; un diagnostic général a été donc élaboré en collaboration avec les différentes institutions. Ensuite nous avons essayé d’utiliser l’outil de modélisation « Mike Urban » afin de déceler les différents anomalies de type fonctionnel tel : le débordement des eaux pluviales en cas de forte crues, et dimensionner les extensions du réseau. Enfin, et pour choisir le procédé de traitement le plus adéquat une étude multicritère de quatre variantes (lagunage naturel, lagunage aéré, lit bactérien et boues activées) a été élaborée. Les principaux résultats de la dite étude se présentent comme suit :

• En se basant sur le diagnostic réalisé nous avons soulevé des problèmes de type structurel: la dégradation des collecteurs, colmatage de certaines conduites, des raccordements du réseau mal conçus.

• L’utilisation de l’outil de modélisation Mike Urban nous a permis de détecter des insuffisances hydrauliques au niveau du réseau existant et de dimensionner les extensions futures. Cependant, le dimensionnement de certains ouvrages spéciaux comme les déversoirs d’orage avec ce type d’outil reste très sommaire. Aussi ce logiciel ne permet pas de localiser les ressauts. Ainsi, le dimensionnement des déversoirs d’orage et des stations de pompage a été réalisé indépendamment de la modélisation hydraulique du réseau.

• L’étude multicritère des quatre variantes a montré que le procédé de traitement le plus avantageux est le lit bactérien. Reste le problème au niveau de traitement des boues, en effet le digesteur des boues demande plus d’entretien et un niveau de technicité très élevé. De ce fait, nous avons proposé l’alternative : traitement des boues par bassin anaérobie. Cette technique présente des avantages que ça soit en terme de facilité relative d’exploitation que en terme de surface requise pour l’implantation de la STEP.

Le coût d’investissement pour la réalisation des travaux d’assainissement de la ville d’Imintanout est estimé à 50 millions de dirhams (HT), réparti comme suit :

• 25 millions de dirhams pour les travaux de réhabilitation et d’extensions du réseau de collecte des eaux ;

• 5 millions de dirhams pour la réalisation des travaux de transfert des eaux usées vers la station de traitement.

• 20 millions de dirhams pour la réalisation de la station d’épuration de type lit bactériens (avec bassin anaérobie)



6 Bibliographie

ARTHUR, J.P.: Notes on the Design and Operation of Waste Stabilization Ponds in Warm

Climates of Developing Countries; World Bank Technical Paper No. 7, 1983.

DHI, 2007. Mike Urban Collection System. Guide d’utilisation, Denmark. 354p.

MARA, DUNCAN; PEARSON HOWARD: Design Manual for Waste Stabilization Ponds in

Mediterranean Countries; Lagoon Technology International Ltd.; 1998.

Metcalf, Eddy: Wastewater Engineering, Treatment and Reuse; International Edition;

McGraw Hill, 2004.

N.N. : Schéma Directeur National d’Assainissement ; Mission II – Epuration Instruction

Technique ; Editeur : Royaume du Maroc, Ministère de l’Intérieur, Direction

Générale des Collectives Locales, Direction de l’Eau et de l’Assainissement ; Mai

1998.

N.N.: dimensionnement d’installations d’épuration monophasée par boues activées à

partir d’une population équivalente de 5000; ATV 131; Février 1991.

N.N.: German ATV-DVWK Rules and Standards, dimensioning of Single Stage

Activated sludge plants, Arbeitsblatt ATV-DVWK-A 131 ; Editeur : ATV-DVWK ;

Mai 2000.

N.N.:Etude d’assainissement (SDA, APD et DCE) des centres de Taroudant et Kleaa

des Sraghna et Imintanout; mission B - Etablissement du plan directeur

d’assainissement, Editeur: Royaume du Maroc, ONEP, Direction de

l’assainissement et de l’environnement; Septembre 2002

ONEP - Capitalisation des expériences marocaines dans le domaine de l’épuration par

lagunage, Août 1994



7 Annexes

Annexe 1 : Synthèse du schéma directeur d’assainissement liquide

Annexe 2 : Règle de conception des différents types d’ouvrages

Annexe 3 : Caractéristiques du réseau existant

Annexe 4 : Inventaire des points noirs et les solutions de résorption

Annexe 5 : résultat de la simulation hydraulique du réseau existant

Annexe 5.1 Résultat de la simulation hydraulique de la rive droite :

Annexe 5.2 Résultat de la simulation hydraulique de la rive gauche :

Annexe 6 : Prix unitaire

Annexe 7 : Avant métré et Calcul des coûts du réseau

Annexe 8 : Calcul de la charge hydraulique et la charge polluante

Annexe 9 : Dimensionnement de variantes de traitement

Annexe 10 : Coût d’investissement des variantes d’épuration



Annexe 1:

Synthèse du Schéma Directeur d’Assainissement Liquide

L’étude du Schéma Directeur de la ville d’Imintanout rentre dans le cadre des études de schémas Directeur d’assainissement liquide des centres de Taroudant, El Kelaa des Sraghna et Imintanout. Il a été réalisé entre 1997 et 2002 par le groupement COBA (Lisbonne) et CID (Rabat) pour le compte de l’ONEP dans le cadre d’un financement BAD.

Données de base Le SDAL de la ville d’Imintanout a été basé sur le plan d’aménagement de la ville établi par l’agence urbaine de Marrakech en 1985. L’aire de l’étude est bien entendu la zone inscrite dans la limite du périmètre urbain de la ville. L’horizon de l’étude qui a été adopté par cette étude est 2020 Les projections de la population retenue dans le cadre du SDAL sont comme suite:

1994 1997 2000 2005 2010 2020

Population 12 592 13 772 15 000 16 930 19 108 23 293

Taux d'accroissement (%) 3,03 2,89 2,45 2,45 2,00

Les donnés de base retenue par l’étude pour la totalité de la ville sont les suivants :

Horizon 2010 Horizon 2020 Débit moyen journalier des eaux usées (m 3/j) 879 1153 Charge polluants (Kg/j DBO5) 415 591 Concentration moyenne en DBO5 (mg/l) 472 513 Charge polluante spécifique (g/hab/j) 23 25 Taux de rejet % 75 75

Diagnostic de l’état du réseau L’étude a qualifiée le système assainissement de la ville comme étant un système d’assainissement mixte. En effet sur la rive droite le réseau est conçu en unitaire mais qui fonctionnait en séparatif par l’absence des ouvrages d’engouffrement des eaux pluviales. Quant au réseau de la rive droit il est conçu et fonctionnait en séparatif. Au moment de l’étude, tous les quartiers de la ville sont raccordés au réseau sauf les trois quartiers Izourane, El Kasbah et Sidi Ali Ishaq. Le taux de raccordement au réseau d’assainissement a été évalué à 85%. Pour ces quartiers qui ne sont pas raccordés au réseau, ils utilisaient un système d’assainissement autonome, essentiellement des puits perdus. Le réseau d’assainissement disposait de neufs rejets, tous déversant dans l’oued. Du point de vue diamètre et linéaire des canalisations composant le réseau d’assainissement de la ville au moment de l’étude, ils sont données dans le tableau suivant :

Diamètre (mm) DN200 DN300 DN400 DN500 DN600 DN800 T100 Linéaire (m) 1267 239 206 2223,6 314 1206 3177

Le linéaire total du réseau primaire et secondaire de la ville a été estimé durant cette étude à environ 9 Km. La reconnaissance physique du réseau d’assainissement de la ville a révélé plusieurs types de défaillance :

o Un taux d’encrassement élevé sur certains tronçons du réseau. o Manque de regards de jonction entre certains tronçons et regards inaccessibles ou enterrés. o Changement de section non justifié dans certains tronçons du collecteur 6.1 o Quartiers non assainis (Izourane, Kasbat) ou assainissement des eaux pluviales non

fonctionnel. o Dégradation de la conduite d’amenée des eaux usées vers la STEP existante

La vérification de la capacité du réseau existant a été faite pour différentes fréquences de dépassement, pour T égale à 2, 5 et 10 ans pour les bassins rive droite et pour les débits des eaux usées à saturation du bassin rive gauche. Les importants résultats de ce diagnostic sont résumés ci-dessous :

o Sur les collecteurs 1 et 7 il y’a des tronçons insuffisant pour transiter le débit décennal et quinquennal.



o Sur les collecteur 5 et 2 des tronçons sont incapables pour transiter les débits pour les trois périodes de retour

o Sur le collecteur 6 un tronçon est incapable de transiter le débit décennal. De point de vue station d’épuration, La ville est équipée de deux décanteurs de type Imhoff implantés dans la zone humide de l’Oued Imintanout. La ville dispose aussi d’une station d’épuration composée d’un décanteur/digesteur de type Imhoff et de six lits de séchage/infiltration. Cette station a été construite en 1989 et n’a jamais fonctionnée

Les variantes réseau d’assainissement. Les variantes du réseau d’assainissement qui ont été discutées dans l’étude de schéma directeur sont :

o Le système séparatif : dans ce cas de figure le réseau existant ne servira qu’à la collecte et l’évacuation des eaux usées. Les eaux pluviales seront évacuées superficiellement.

o Le système mixte : le réseau de la rive gauche sera maintenu en système séparatif. Alors que le réseau de la rive droite fonctionnera en unitaire. En effet les diamètres sont plus intéressant sur cette rive est permettront l’évacuation des eaux de pluie moyennant quelques réaménagement essentiellement la réalisation de deux déversoirs d’orages et le remplacement des sections insuffisantes des tronçons avals

Le schéma directeur d’assainissement liquide de la ville d’Imintanout, a retenu la variante réseau qui consiste à : o Conserver le réseau existant de la ville et le réserver uniquement pour l’évacuation des eaux

usées. o Drainer les eaux de pluies dans un réseau projeté vers l’Oued Imintanout via des rejets directs ou

des dalots existants. Le tracé du réseau de collecte des eaux usées a été projeté sur les deux rives de l’Oued. L’Intercepteur de la rive gauche traverse l’oued pour rejoindre celui de la rive droite. Une conduite d’amenée transfert les eaux usées de la ville vers le site de la STEP projetée.

Les variantes des systèmes d’épuration. Les variantes de procédé d’épuration qui ont été identifiées par l’étude sont en nombre de deux :

o Le lit bactérien de fortes charges ; o Le lagunage naturel.

Pour la première variante la chaîne de traitement comprend : o Un traitement préliminaire composé d’un dégrillage grossier suivi d’un dégrillage fin puis deux

dessableurs couloirs. o Un traitement primaire composé de trois décanteurs primaires de plan circulaire à flux radial et

avec enlèvement de boues à travers un pont racleur. o Un traitement biologique constitué de trois lits bactériens de plan circulaire, équipés d’un

distributeur rotatif. Les dimensions des trois lits sont identiques (13m*2m). En suite trois décanteurs secondaires de plan circulaire à flux radial ont été projetés. Les boues seront stabilisées dans trois digesteurs de forme supérieure cylindrique accouplée à une partie inférieure tronconique. La déshydratation des boues se fera dans douze lits de séchage de superficie globale de 1100 m²

En ce qui concerne la deuxième variante étudiée pour l’épuration de la ville d’Imintanout, l’étude a proposée la chaine de traitement suivante : o Le traitement préliminaire est identique à la première variante. o Le traitement biologique est composé de trois bassins anaérobies fonctionnant en parallèle de

dimensions 42*26*3,5 m3. En suite vient le rôle des bassins facultatifs qui sont en nombre de trois fonctionnant en parallèle. Chaque bassins aura les dimensions de 160*65*1,5 m3.

o Le traitement final qui est un lagunage de maturation composé de six bassins de maturation fonctionnant en parallèle. Chaque bassin aura les caractéristique dimensionnelles suivantes : 80*60*1 m3

o Le traitement des boues se fera par leur stabilisation déjà dans les bassins puis par une déshydratation dans 25 lits de séchage totalisants une superficie de 4000 m².

La solution retenue pour l’épuration des eaux usées de la ville est le lit bactérien de forte charge suivi de désinfection par chlorage. La conception de la STEP a été basée sur deux filières en parallèle pour la première phase et une filière pour la deuxième. Chacune des filières est composée d’une décantation primaire, lits bactériens et décantation secondaire suivie d’une cuve de désinfection par chlorage. La stabilisation des boues sera faite par digestion anaérobie et la déshydratation des boues et faite en lits de séchage.



Annexe 2 :

Règle de Conception des différents types d’ouvrages.

1. Conception des canalisations

Calage Le calage des collecteurs est réalisé de façon que : • Le recouvrement minimum au dessus de la génératrice supérieure des collecteurs primaires soit supérieur à 1m de la topographie du terrain naturel

• Couverture minimale de 80 centimètres au dessus de la génératrice supérieure, • Profondeur maximale d’enfouissement de 4 mètres (si possible), Afin d’éviter l’érosion des conduites et la dégradation des joints causés par des vitesses élevées, la pente maximale est limitée à 5%. La pente minimale admise dépend des conditions d’autocurage. Par ailleurs, les conditions de pose imposent que la pente minimale ne soit pas inférieure à 0,5%

Diamètre minimal Le critère le plus communément rencontré dans le domaine de l’assainissement est de respecter un diamètre minimal de 300 mm.

Conditions de vitesse Afin d’éviter les dépôts des matériaux solides d’une part et d’éviter la dégradation des joints et l’abrasion des canalisations d’autre part, les vitesses pour un réseau de type unitaire devront être comprises entre les valeurs limites suivantes : 0, 50 m/s ≤ V ≤ 5 m/s Dans le cas de l’évacuation des débits des eaux usées en temps sec, la vitesse doit être au minimum égale à 0,30 m/s

Les pentes Afin d’éviter l’érosion des conduites et la dégradation des joints causés par des vitesses élevées, la pente maximale est limitée à 5%. La pente minimale admise dépend des conditions d’autocurage. Par ailleurs, les conditions de pose imposent que la pente minimale ne soit pas inférieure à 0,3% pour les collecteurs primaires et 0,5 % pour les collecteurs secondaires et tertiaires.

2. Les regards de visite L’implantation des regards de visite sera recommandée sur les collecteurs dans les cas suivants :

• A chaque jonction entre deux collecteurs; • A chaque changement de direction; • A chaque changement de section ; • A chaque changement de pente; • A tous les 40 à 50 mètres pour les conduites de diamètre inférieur à 1000 mm; • A tous les 80 à 120 mètres pour les conduites de diamètre supérieur à 1000 mm.

3. Les caniveaux Ils sont destinés au recueillement des eaux pluviales ruisselant sur le profil transversal de la chaussée et des trottoirs, et au transport de ces eaux jusqu’à l’engouffrement (bouches d’égout, grilles) ou jusqu’aux canaux d’évacuation vers l’exutoire naturel le plus proche. La capacité de transport des caniveaux doit être limitée au remplissage de l’arase supérieure de la bordure.

4. Les branchements Au niveau de cette étude, le branchement particulier sera constitué par une boite de branchement implantée à la limite de propriété et une canalisation en béton vibré ou en PVC type assainissement. Le diamètre minimal est de 200 mm pour le béton vibré et de 160 mm pour les conduites en PVC, avec une pente minimale de 0,01 m/m. Le raccordement au collecteur le plus proche se réalisera par l’intermédiaire d’un regard de visite ou d’un regard borgne.

5. Les déversoirs d’orage Le débit maximum arrivant à la station d’épuration, donc à la sortie du déversoir d’orage et éventuellement de la station de refoulement, est donné comme suit :

Infphppluv QQCQ += *max Qmax : débit maximum arrivant à la STEP Qph : débit de pointe des E.U QInf : débit des eaux parasites (pris égal à 20% débit moyen d’E.U) Cppluv : Coefficient de la pointe pluviale.



Annexe 3 :

Etat actuel du réseau d'assainissement liquide de la ville.

Collecteur 1 : Le collecteur 1, dont le bassin versant a une superficie d’environ 12ha, dessert la zone délimité au Nord par châabat Ourghouss, au sud par chaabat l’Hôpital, à l’est par l’avenue Hassan II, et à l’ouest par la nouvelle voie dite Almansour Adahbi. Il débute avec un T100 au droit de la rue Ifrane, et continue avec la même section jusqu’à sa jonction sur le collecteur 7 derrière le mur de clôture du stade municipale. Tout au long de son parcours, le collecteur 1 draine le siège de la municipalité, la gendarmerie royale, la zone villa longeant la voie Mansour Dahbi et le collège Alimam Alghazali.

Collecteur 2 :

Le collecteur 2 dessert le quartier administratif ainsi que le quartier Agni, la surface de son bassin versant est d’environ 10ha. Son premier tronçon, de section ∅500 débute au niveau de l’avenu Hassan II. Sa section passe à un T100 pour récupérer les eaux usées des collecteurs 2.1 et 2.2. Lors de la mission de diagnostic il a été constaté que :

• Un nombre de huit regards de visite sont enterrés sous la chaussée revêtue en enrobé dense du boulevard Hassan II et de la nouvelle voie dite Mansour Dahbi, et 2 regards recouverts de terres et déchet de toutes sortes (au même titre que la piste sur laquelle le collecteur est implanté). Cela est très gênant pour les différentes interventions qui peuvent avoir lieu sur le collecteur.

• Deux regards ne disposent pas de trappes de visite. • A une distance d’environ 100ml du regard de jonction sur le collecteur 5 situé au droit

de la piste menant au centre de mise en valeur agricole, il intercepte un collecteur de section ∅1000 récemment réaliser (2006) et qui est destiné à canaliser la châabat dite de l’Hôpital traversant le quartier administratif.

Collecteur 3 :

Le collecteur 3 dessert principalement le sud du quartier Izourane, et le lotissment Bouja, il est d’une réalisation récente (2006), il débute au droit de la mosquée Izourane avec une section ∅500 on longeant la RN8 en direction du sud. Il conserve la même section jusqu’à sa jonction avec le collecteur 4. Lors de la mission de diagnostic il a été constaté que :

• 50% des regards de visite sont enterrés sous le revêtement de la RN8 et nécessite par conséquent une mise à la cote.

• Les regards de visite nécessitent un curage, les dépôts solides atteignent 30% par endroits.

• La RN8 n’est pas doté d’équipement de collecte des eaux pluviales, ainsi, les eaux en provenance du quartier Izourane et du lotissement Bouja ruissellent superficiellement sur les rues, et aboutissent à un point bas sur la RN8 ou ils se déversent dans l’oued Imintanout.

Collecteur 4 :

Le collecteur 4, dont la superficie de son bassin versant est d’environ 40ha débute au sud de la ville au droit du quartier Tazroute Lakdima, avec un diamètre ∅500, puis passe à ∅600 et ∅800. Tout au long de son parcours, le collecteur 4 reçoit les rejets des quartiers Tazout lakdima, Tazrout jdida, et le quartier sidi Ali Ishak. Lors de la mission de diagnostic il a été constaté que :



• L’ouvrage de protection du collecteur 4 au droit du franchissement de la chaabat Tazrout constitue un obstacle et entrave l’écoulement normal des eaux pluviales.

• Dégradation des couronnes des regards de visites sous l’effet des charges roulantes et du trafic routier sur la RN8.

Collecteur 5 :

Il est considéré comme l’intercepteur général des collecteurs secondaires et tertiaires issus des quartiers situés sur la rive droite de l’oued Imintanout. Long de 1750ml, Il débute par un T100 au droit du quartier Addar et longe le Boulevad Bir Anzarane, puis il bifurque vers l’ouest en traversant des jardins privés. Au droit du regard 5, il franchi la chaabat Aflan Talat canalisée par dalot, et passe sous construction (domaine privé) sur un linaire de 250ml au droit du quartier Tagadirt. Au droit du regard R7, il intercepte le collecteur 6 qui draine les quartiers Igzertsefine, Tagadirt, et Aflan Talat. Au droit du regard R10, il reçoit le collecteur 5.1 qui draine le quartier Loulja et continu en direction du nord en longeant la piste contiguë au mur de clôture du C.M.V ou il intercepte le collecteur 2. Le collecteur 2 rejoint l’oued Imintanout au niveau de la piscine municipale en cours de réalisation. Lors de la mission de diagnostic il a été constaté que :

• Le collecteur 5 est en mauvais état de conservation et d’entretien. • L’existence d’étranglement au droit du franchissement de la chaabat Aflan Talat. • 70% des regards sont inaccessibles en raison de leur situation sous des voies non

revêtus. • Les regards visités contiennent d’importantes quantités de dépôt de toutes sortes.

Collecteur 6 :

Le collecteur 6, dessert la zone centre de la ville d’Imintanout, son bassin versant est d’environ 25ha. De l’amont vers l’aval, sa section ovoïde T100 reste constante. Il suit le même tracé que le dalot de la chaabat Tagadirt longeant le Boulevard Mohamed V et ce jusqu’à la place Massira. Tout au long de son parcours, le collecteur 6 draine le quartier Igzertserfine et Aflan Talat. Lors de la mission de diagnostic il a été constaté que :

• 50% des regards sont inaccessibles en raison de leur situation sous la chaussée revêtue en enrobé dense.

• L’insuffisance des équipements de collecte des eaux pluviales, ainsi, les eaux ruissellent superficiellement sur les rues, et aboutissent dans l’oued Imintanout.

• Le colmatage des grilles avaloires existantes par les déchets de toute nature.

Collecteur 7 :

Il constitue le collecteur hors site du lotissement AlQuods, il débute avec une section ∅800 au niveau de la voie située à la limite de la maison de bienfaisance islamique. A sa sortie du lotissement il bifurque sur la voie passant devant le terrain municipale et se connecte au collecteur 1, sa section passe ensuite à un T100, jusqu’à son rejet en aval du lotissement Alouahda. Lors de la mission de diagnostic il été constaté que :

• 60% des regards sont inaccessibles en raison de leur situation sous la chaussée. • Les regards de visites sont en bon état de conservation à l’exception de deux regards

de visites notamment celui de jonction avec le collecteur 1 qui manque de curage. • L’absence des équipements de collecte des eaux pluviales.



Annexe 4 :

Inventaire des points noirs du réseau de la ville.

La mission du diagnostic de l’état du réseau d’assainissement de la ville a révélée l’existence des points noirs qui représente une source de nuisance soit pour la structure du réseau soit pour l’hygiène du milieu. Les points noirs répertoriés dans le cadre de cette étude sont classées par quartiers avec une analyse sur les causes de ces défaillances et les solutions proposées pour leur résorption:

Quartier Izourana :

Collecteur CS.3.2

Il s’agit de la réalisation du nouveau collecteur ∅300 en PVC, qui intercepte le versant Est situé à la limite de la rue Msella qui constitue la crête du quartier Izourane. Il est d’une réalisation récente 2006, dans le cadre des travaux d’extension du réseau d’AEP réalisé par l’ONEP. Le linéaire cumulé s’élève à 370 ml, avec 12 regards de visite en BA et des trappes en fonte ductile type verrouillé. Au droit du regard R12 situé en amont de l’ouvrage de franchissement de la RN8, il se rejette au collecteur CS3.1 qui assaini le versant Ouest du quartier Izourane. Au même regard, il est prévu de raccorder le futur hors site du lotissement NAHJ en cours de réalisation. Après le franchissement de la RN8, le collecteur traverse un îlot prévu en espace vert par le plan d’aménagement, et continu en direction Ouest en longent une piste qui mène au nouveau pont sur l’oued Imintanout récemment réalisé. Le rejet s’effectue à ciel ouvert en aval du pont à une distance de 100ml environ.

Collecteur CS.3.1

Il draine le versant ouest du quartier Izourane, sur son tracé il intercepte les arrivées qui franchissent le mur de soutènement longent la RN8. Ce collecteur est implanté sous l’accotement de la RN8 avec une section ∅300 Béton sur un linéaire de 450 ml.

Nuisances et points noirs :

• Point noir P1 :

L’état structurel de ce collecteur connaît des dégradations allant jusqu’à l’effondrement sur quelques mètres. Ceci provoque des obstructions et par conséquent, par temps de pluie, des débordements et des retours d’eau dans des maisons sont observés. Les raisons de ces dysfonctionnements sont les suivantes : • Une mauvaise pose du collecteur (matériau de la conduite, faible couverture, mode de

pose.) • Sa situation sous l’accotement de la RN8 très sollicité par les poids lourd le rond

vulnérable vis à vis des charges roulantes. Le collecteur CS.3.1 est situé en contre bas du quartier Izourane, sur tout son tracé, il longe le mur de soutènement qui borde la RN8. Ainsi l’ensemble des collecteurs secondaires qui rejoignent le collecteurs CS3.1 devront inévitablement franchir par accrochage sur le mur de soutènement réalisé en maçonnerie de moellon.



• Point noir P2 :

Il s’agit d’une quarantaine de ménages situés en contre bas du talus et qui ne peuvent être assaini par le nouveau collecteur CS3.2, le rejet s’effectue à ciel ouvert et les eaux stagnent dans un étang constituant une nuisance et un risque potentiel pour les riverains. Pour la résorption de ce point noir, la commune à prévu de réaliser une conduite de desserte vers une fosse septique afin d’éloigner et de minimiser l’impact de ce rejet.

Résorption des points noirs :

• Point noir P1 :

La solution la mieux adapté compte tenu de l’état structurel dégradé de ce collecteur consiste à sa réhabilitation par remplacement sur tout le tronçon longent la RN8, aussi le tracé de ce collecteur sera modifié en l’implantant sous la voie situé en haut du talus du mur de soutènement. Cette solution présente les avantages suivants : • Le collecteur sera à l’abri est mieux protégé des charges roulantes et trafic routier sur la

RN8 • Les collecteurs secondaires seront raccordés sur le futur collecteur sans difficulté (pas de

franchissement du mur de soutènement).



• Aucun gène pendant les travaux de pose ou pour les opérations d’exploitation courante.

• Point noir P2 :

La solution préconisée par la commune constitue une solution d’urgence, toutefois, leur raccordement au réseau d’assainissement existant notamment le collecteur CS3.2 est faisable par le prolongement de la conduite de desserte en cours de réalisation par la commune.

Quartier Sidi Ali Ishak : L’un des plus anciens quartiers de la ville d’Imintanout, la date de pose du réseau structurant remonte aux années 60. Il est drainé par deux collecteurs principaux de faible section sur lesquels se sont raccordé des ramifications de conduites réalisées en fonction de l’évolution et de l’extension du quartier. A signaler que ces extensions sont en majorité réalisées par l’association d’habitants qui s’organisent pour effectuer les travaux de pose et de raccordement des habitations, les conduites sont fournies par la commune. Les travaux récemment réalisé par les associations d’habitants dans le cadre des travaux de réfection et de revêtement des voies par dallage en BA se résument comme suit :

Collecteur

Situation

section Date de pose

Réalisé par Remarques

Rue de la mosqué

∅200 PVC 1999 La commune Réalisé avant

dallage

Rue Ameznas ∅200 PVC 2006 Asso.population Réalisé avant dallage

Rue Takarte ∅200 PVC 2006 Asso.population Réalisé avant dallage

Rue Ifri Moussa ∅200 PVC En cours Asso.population Réalisé avant dallage

Rue de l’école ∅200 PVC 1960 A réhabiliter


• Point noir P3 :

Il s’agit d’un groupement d’habitation clandestin d’une trentaine de ménage non assaini, la population à recours au puits perdu pour l’évacuation des eaux usées.


• Point noir P3 :

Il s’agit de la réalisation d’un collecteur principal à raccorder sur le collecteur existant situé dans la rue de la Mosquée Sidi Ali.

Quartier Tazrout Jdida : Il est considère parmi les quartiers les plus anciens de la ville d’Imintanout, la date de pose du réseau structurant remonte aux années 60. Ce quartier est drainé par un ensemble de collecteurs de faible section ∅200 sur lesquels se sont raccordés d’autres ramifications de conduites réalisés en majorité par les associations des habitants



Collecteur

Situation

section Date de pose

Réalisé par Remarques

Avenu Atlas ∅200 1660 Collecteur vetuste

Rue Lamgou ∅200 Asso.population

Rue M’touga ∅200 2006 Asso.population

Rue Jorf ∅200 Asso.population


• Point noir P4 :

Il s’agit du collecteur principal implanté sous trottoir de l’avenue Atlas. Les interventions du service exploitation sont fréquentes sur ce collecteur, des débordements et des retours d’eau dans des maisons sont observés. Les raisons de ces dysfonctionnements se résument comme suite :

• Conduite vétuste de faible section. • Conduite ancienne 1660 qui n’était pas prévu au départ pour intercepté les réseaux d’extension.

• son bassin d’apport est important (l’avenue Atlas, la rue L’mgou, une partie du quartier clandestin Takatarte, les collecteurs secondaires et tertiaires du bassin centre du quartier Tazrout jdida.)

• Sa situation sous un trottoir d’une largeur de 1m par endroit, Lors de la mission de diagnostic il été constaté que :

• 70% des regards sont scellés et inaccessibles. • Le quartier n’est pas doté d’équipement de collecte des eaux pluviales, ainsi, les eaux ruissellent superficiellement sur les rues, et aboutissent sur le boulevard Atlas ou ils se déversent dans la châabat Tazrout au droit du pont cadre de franchissement de la RN8.

• Les rues de ce quartier sont non revêtues exception faite des axes principaux.

Tracé du collecteur existant implanté sous trottoir encombré par les pylônes, les conduites d’AEP, et les accès des ruelles

Vue sur le boulevard Alatlas



• Point noir P5 :

Il concerne des rejets à ciel ouvert de deux quartiers clandestins situé sur les deux rives amont de la châabat Tazrout (tronçon non canalisé) : • Rive droite : il s’agit d’une trentaine de ménages situé en contre bas de la rue

LMGOU. • Rive gauche : il s’agit du quartier TAKART d’une centaine de ménage qui ne sont pas

raccordés au réseau d’assainissement.

•

Contre bas de la rue LMGOU

Chaabat Tazrout non canalisé

Aval du quartier TAKART

• Point noir P6 :

Il est constitué d’un ouvrage de protection par enrobage en BA du collecteur 4 existant qui draine la totalité des rejets des collecteurs issus des quartiers : • Tazrout Lakdima • Tazroute jdida • Sidi Ali Ishak En raison des contraintes de calage altimétriques, le collecteur intercepteur n’est pas suffisamment enterré au droit du franchissement de la chaabat Tazrout, et constitue par conséquent un effet de barrage aux écoulements des eaux pluviales. Lors de la mission de diagnostic il été constaté que : • Des branchements clandestins sur le dalot canalisant la chaabat Tazrout. • Absence des ouvrages de visite du dalot de la chaabat Tazrout. • Absence d’aménagent et de protection autour de l’ouvrage de franchissement (risque de

chute accidentelle des personnes.)



•

Chaabat Tazrout canalisé

Ouvrage de protection du collecteur au droit du franchissement de la châabat Tazrout.

RN8


• Point noir P4 :

La solution proposé compte tenue de ce qui à été présenté ci avant, notamment son état structurel dégradé, consiste à abandonner le collecteur existant et le remplacer par nouvelle conduite suffisant dimensionner à implanter sous chaussée (rive gauche par rapport à la photo).

Tracé du collecteur existant implanté sous trottoir encombré par les pylônes, les conduites d’AEP, et les accès des ruelles

Tracé du nouveau collecteur à implanter sous la chaussée de l’Avenue Alatlas.



• Point noir P5 :

La solution consiste à réaliser deux collecteurs de ceinture sur chaque rive, à savoir: • Rive droite : pour drainer les habitations situées en contre bas de la rue LMGOU. • Rive gauche : pour drainer les habitations du quartier TAKATART. Les deux collecteur projetés se rejoignent en amont du départ du dalot canalisé de la chaabat Tazrout situé au droit du Hamam Sbaai, ensuite, une seule conduite qui rassemble les collecteurs projetés (rive gauche et rive droite), franchira le dalot et traverse l’Avenue Atlas pour se rejeter au collecteur existant à réhabiliter.

• Point noir P6 :

La solution proposée consiste à supprimer la conduite constituant obstacle à l’écoulement des eaux et à réaménager le radier et les berges afin d’assurer une continuité normale de la ligne d’eau entre le dalot et le pont cadre sous la RN8. Cette suppression nécessite la déviation du collecteur existant et de l’implanter sur la rive droite de la RN8, puis de continuer en direction du nord en longeant une voie existante pour se connecter en fin sur le réseau existant. Cette solution sera examinée en détail après la réalisation des travaux topographiques nécessaires au calage des différents ouvrages.

Quartier Agni :


• Point noir P7 :

Un tronçon du collecteur N°5 passe sous les habitations. Il s’agit du tronçon entre le regard N°5 et le regard N°7. Ce passage du collecteur sous les jhabitation constitue un risque pour les habitants essentiellement dans le cas d’un effondrement ou d’une exfiltration. Dans ce cas de figure les fondations des maisons se trouveront menacées. Cet emplacement du collecteur sous les habitations entravera aussi les opération d’entretien et de curage du collecteur.

• Point noir P8 :

Des habitations situées à l’amont du quartier sont dépourvu du réseau d’assainissement. Cette agglomération qui se situe de part et d’autre de la chaaba Afelantalat utilise dans sa majorité les puits perdu ou des latrine pour l’évacuation des eaux grises. En plus certaines maisons se trouve obligées de franchir le dalot de la Chaaba afin de rejoindre le collecteur le plus proche.


• Point noir P7 :

Le traitement de ce point noire consiste en le déplacement du tronçon du collecteur passant sous les maisons et l’implanté sous la chaussée.

• Point noir P8 :

Il faut réaliser des extensions de réseau tertiaire avec des collecteurs hors site de part et d’autre de la Chaaba afin de permettre à toute la population concernée de se raccorder facilement sur le réseau.



Quartier Agzentaserfine :


• Point noir P9 :

Il s'agit du dalot de la Chaaba Tagadirt qui constitue un obstacle vis-à-vis du raccordement des habitations longeant la rive droite de l’avenue Med V au réseau d’assainissement.


• Point noir P9 :

Il faut dédoubler le collecteur longeant le boulevard afin de permettre la collecte des eaux usées de tout le quartier concerné sans avoir recours à construire des ouvrages spéciaux de franchissement du dalot. Ces travaux de franchissement seront onéreux en plus qu’ils risqueront d’altérer la structure du dalot.

Quartier Administratif :


• Point noir P10 :

La partie canalisée de la Chaaba de l’hôpital (DN1000) est raccordée sur le réseau d’assainissement de la ville. Ce raccordement constitue un risque de débordement des eaux de pluie et des eaux usées en cas d’averse exceptionnelle.


• Point noir P10 :

Pour pallier à cette défaillance, il est évident qu’il faut déconnectée la canalisation de la Chaaba et la prolongée jusqu’à son rejet dans l’Oued ceci soulagera le réseau de la ville.



Annexe 5 :

Résultat de simulation hydraulique du réseau


Carte du réseau de la rive droite

Résultat de simulation hydraulique (Exemple des tableaux de résultat)

Exemple de Profil en long des collecteurs avec le niveau d’eau

Annexe 5.2 Résultat de la simulation hydraulique de la rive gauche :

Carte du réseau de la rive gauche



Résultat de simulation hydraulique de la rive droite

MOUSE HD Computation Engine v2007 Release Version (2007.01.21.2349)

Simulation hydraulique MOUSE --- Rapport d'état ---Onde dynamique

Index du résumé

Aperçu du fichier

Données temporelles

Résumé des données d'entrée

Paramètres temporels

Equation de continuité

Boundary Connections

Noeuds - Niveau d'eau

Noeuds - Volume déversé

Conduites - Résultats résumés

Conduites - Données

Conduites - Niveau d'eau

Conduites - Débit

Conduites - Vitesse

Aperçu du fichier

Répertoire de travail E:\Donnee youssef\MISEA\STAGE\MU\hc_Dim_Rive_Droite\-

Données hydrauliques (UND) : SIMULATIONHYDRAULIQUEBase.mex 15/10/2007 15:58:40

Données hydrologiques (HGF): SIMULATIONHYDRAULIQUEBase.mex 15/10/2007 15:58:40

Fichier de paramètres additionnels (ADP) :

Données de temps sec (DWF): SIMULATIONHYDRAULIQUEBase.mex 15/10/2007 15:58:40

Profils journaliers de temps sec (RPF) :-

Hydrogrammes de ruissellement (CRF): SIMULATIONHYDROLOGIQUEBase.CRF

Fichier de reprise (PRF) : - -

Fichier résultats (PRF) : SIMULATIONHYDRAULIQUEBase.PRF 15/10/2007

15:58:48

Fichier résultats réduits (PRF) : - -

Données temporelles

Date début de simulation : 2007-07-01 00:00:00 Début simulation : 2007-10-15 15:58:50

Date fin de simulation : 2007-07-01 03:55:00 Fin simulation : 2007-10-15 15:58:54

Pas de temps de sauvegarde 0:00:10 Durée simulation 0:00:04



[hh:mm:ss] : [hh:mm:ss] :

Pas de temps max [sec] : 60 Date de reprise : -

Pas de temps min [sec] : 10

Résumé des données d'entrée

Nombre de regards : 172

Nombre de bassins : 0

Nombre d'exutoires : 3

Nombre de noeuds de stockage : 0

Nombre de conduites circulaires : 125

Nombre de conduites rectangulaires : 0

Nombre de conduites de section CRS : 0

Nombre de pompes : 0

Nombre de pompes controlées : 0

Nombre de déversoirs et vannes : 0

Nombre de déversoirs et vannes controlés : 0

String Not There 0

String Not There 0

Noeuds

Niveau Radier Min CHS RHS12 825,71 m

Niveau Radier Max Node_83 971,53 m

Niveau TN Min CHS RHS12 826,31 m

Niveau TN Max Node_83 973,53 m

Coordonnée X Min C5R10 1,7082E05 m

Coordonnée X Max Node_83 1,7174E05 m

Coordonnée Y Min C5R2 69361,00 m

Coordonnée Y Max CHS RHS1 72352,00 m

Volume regards total 360,0 m3

Volume des bassins total 0,0 m3

Conduites

Volume conduites circulaires total 5473,9 m3

Volume conduites CRS total 0,0 m3

Longueur totale 11713,00 m

Paramètres temporels chargés depuis le fichier DHIAPP.INI

Fichier INI : C:\PROGRA~1\DHI\MIKEUR~1\Bin\DHIAPP.INI

Relative change criteria for inflow time series : 0,100



Low flow limit for inflow time series : 0,010

Maximum relative water level change : 0,100

Maximum variation in Cross Section parameters : 0,100

Cross check low depth limit (relative) : 0,040

Cross check level : 1,000

Maximum Courant Number :

Résultats résumés de la simulation

Equation de continuité

Résumé des données d'entrée Nombre de regards : 172 Nombre de conduites circulaires 125 Noeuds Niveau Radier Min CHS RHS12 825,71 m Niveau Radier Max Node_83 971,53 m Niveau TN Min CHS RHS12 826,31 m Niveau TN Max Node_83 973,53 m Volume regards total 360,0 m3 Volume des bassins total 0,0 m3 Conduites Volume conduites circulaires total 5473,9 m3

Volume conduites CRS total 0,0 m3 Longueur totale 11713,00 m

Résultants résumés de la simulation Equation de continuité 1 : Volume initial dans les conduites, regards et structures 2474,0 m3 2 : Volume final dans les conduites, noeuds et structures 35214,2 m3 3 : Volume total entrant 3.1 Hydrologie : 46560,8 m3 3.2 Cond. aux limites : 0,0 m3 3.3 Temps sec : 7033,2 m3 3.4 Exutoires (entrant) : 0,0 m3 3.5 Infiltration 0,0 m3 53594,0 m3 --> 53594,0 m3 4 : Volume total sortant 4.1 Déversoirs : 0,0 m3 4.2 Pompes : 0,0 m3 4.3 Noeuds 0,0 m3 4.4 Exutoires : 20758,4 m3 20758,4 m3 --> 20758,4 m3 5 : Volume généré dans les parties vides du réseau : 2,3 m3

6 : Equation de continuité = (2-1) - (3-4+5) : -97,7 m3 Max. équation de continuité : 12,2 m3 Min. équation de continuité : -120,7 m3

Noeuds - Niveau d'eau Le niveau max d’eau est supérieur au TN (Débordement) 53 Le niveau max d’eau est inférieur au TN 122 Noeuds - Volume déversé Aucun noeud déversant n'a été trouvé dans le réseau. Conduites - Résultats résumés Le niveau max d’eau est supérieur au Diamètre 112 Le niveau max d’eau est Inférieur au Diamètre 61 Le Débit max d’eau est supérieur au Débit de capacité 19 Le Débit max d’eau est Inférieur au Débit de capacité 154



Boundary Connections

Network loads

Boundary Condition ID

Type Connection Type

Location

Temporal variation

Value/pattern/TS name

Validity

Validity

Start

Validity

End

Minimum

Value

Maximum

Value

Accumulated Value

m3/s m3/s m3

G26 Dischar

ge Individu

al CCHH

R1 Constant 0,5

Unlimited

- - 0,500 0,500 7050,0

Noeuds - Niveau d'eau (Exemple) G : Le niveau max est supérieur au TN

W : Le niveau max est supérieur au niveau de crête

C : Le niveau max excède le niveau critique

Minimum Maximum Cote

tampon

Cote

tampon -

Maximum

Temps -

Minimum

Temps -

Maximum Note

[m] [m] [m] [m]

CP2K R52 853,01 856,04 854,84 1,2 01/07/2007 00:00 01/07/2007 03:17 G

CP2K R53 852,61 855,05 854,04 1,01 01/07/2007 00:00 01/07/2007 03:55 G

CP2K R54 852,21 854,47 853,87 0,6 01/07/2007 00:00 01/07/2007 03:55 G

CP2K R55 851,22 853,66 853,1 0,56 01/07/2007 00:00 01/07/2007 03:55 G

CP2K R56 850,31 852,81 852,92 -0,11 01/07/2007 00:00 01/07/2007 03:55

CP2K R57 850,1 851,16 851,94 -0,78 01/07/2007 00:00 01/07/2007 03:55

CP2K R58 849,49 850,21 851,55 -1,34 01/07/2007 00:00 01/07/2007 03:55

CP2K R59 849,11 849,52 851,39 -1,87 01/07/2007 00:00 01/07/2007 03:55

CP2K R60 848,48 849,13 851,23 -2,1 01/07/2007 00:00 01/07/2007 03:55

CP2K R61 848,64 848,97 850,86 -1,89 01/07/2007 00:00 01/07/2007 03:55

CP2K R62 847,42 847,75 850,11 -2,36 01/07/2007 00:00 01/07/2007 02:57

CP2K R63 846,83 847,21 849,94 -2,73 01/07/2007 00:00 01/07/2007 02:56

P1KR19 845,19 846,38 847,48 -1,1 01/07/2007 00:00 01/07/2007 02:55

P1KR18 846,75 847,82 849,13 -1,31 01/07/2007 00:00 01/07/2007 02:55

P1KR20 843,4 845,71 845,59 0,12 01/07/2007 00:00 01/07/2007 02:57 G

Aucun dépassement de niveau critique : 0

Aucun dépassement de cote tampon :53

Aucun dépassement de niveau de crête :

Noeuds - Volume déversé Aucun noeud déversant n'a été trouvé dans le réseau.

Conduites - Résultats résumés



IDConduite Du

noeud

Au

noeud Qf Hmax Qmax Hmax/D Qmax/Qf

Débit -

Cumulé Temps - Hmax Temps - Qmax

[m3/s] [m] [m3/s] [m3]

C1.1R1R2 C1.1R1 C1.1R2 0,637 882,63 0,126 0,577 0,198 418,4 01/07/2007 02:55 01/07/2007 02:55

C1.1R2R3 C1.1R2 C1.1R3 0,713 880,84 0,125 0,64 0,175 417,5 01/07/2007 02:55 01/07/2007 02:55

C1.1R3R4 C1.1R3 C1.1R4 0,596 878,49 0,123 0,613 0,207 416,4 01/07/2007 02:56 01/07/2007 02:56

C1.1R4R5 C1.1R4 C1.1R5 0,652 877,37 0,123 0,703 0,188 415,6 01/07/2007 02:56 01/07/2007 02:57

C1.1R5R6 C1.1R5 C1.1R6 0,426 876,14 0,121 0,72 0,285 414,6 01/07/2007 02:57 01/07/2007 02:57

Conduites - Données

IDConduite Du noeud Au noeud Amont -

Cote radier

Aval -

Cote

radier

Longueur Dimension

(Hauteur Max.) Pente Qf

[m] [m] [m] [m] [‰] [m3/s]

C1.1R1R2 C1.1R1 C1.1R2 882,48 880,7 51,6 0,5 34,5 0,637

C1.1R2R3 C1.1R2 C1.1R3 880,7 878,33 66,4 0,5 35,69 0,713

C1.1R3R4 C1.1R3 C1.1R4 878,33 877,22 44,5 0,5 24,94 0,596

C1.1R4R5 C1.1R4 C1.1R5 877,22 875,93 43,3 0,5 29,79 0,652

C1.1R5R6 C1.1R5 C1.1R6 875,93 875,53 31,4 0,5 12,74 0,426

C1.1R6R7 C1.1R6 C1.1R7 875,53 875,13 34,65 0,5 11,54 0,406

C1.1R7RC1R4 C1.1R7 C1R4 875,13 874,33 52,7 0,5 15,18 0,465

Résultats résumés points de calcul

Conduites - Niveau d'eau

IDConduite

Du noeud

Au noeud

Position

Minimum

Maximum

Hmax/D Temps - Minimum Temps - Maximum

[m] [m] [m] [m]

C1.1R1R2 C1.1R

1 C1.1R

2 0,00 882,48 882,63

-1764,960

2007-07-01 00:00:00

2007-07-01 02:55:03

C1.1R1R2 C1.1R

1 C1.1R

2 51,60 880,70 880,99 3,869

2007-07-01 00:00:00

2007-07-01 02:55:43

C1.1R2R3 C1.1R

2 C1.1R

3 0,00 880,70 880,84 0,577

2007-07-010 0:00:00

2007-07-01 02:55:43

C1.1R2R3 C1.1R

2 C1.1R

3 66,40 878,33 878,65 5,029

2007-07-01 00:00:00

2007-07-01 02:56:33

C1.1R3R4 C1.1R

3 C1.1R

4 0,00 878,33 878,49 0,640

2007-07-01 00:00:00

2007-07-01 02:56:23

C1.1R3R4 C1.1R

3 C1.1R

4 44,50 877,22 877,53 2,540

2007-07-01 00:00:00

2007-07-01 02:57:03

C1.1R4R5 C1.1R

4 C1.1R

5 0,00 877,22 877,37 0,613

2007-07-01 00:00:00

2007-07-01 02:56:53




Conduites - Débit

IDConduite

Du noeud

Au noeud

Position

Minimum

Maximum

Qmax/Qf

Temps - Minimum Temps - Maximum

[m] [m3/s] [m3/s]

C1.1R1R2 C1.1R

1 C1.1R

2 25,80 0,000 0,126 0,198

2007-07-01 00:03:13

2007-07-01 02:55:23

C1.1R2R3 C1.1R

2 C1.1R

3 33,20 0,000 0,125 0,175

2007-07-01 00:00:10

2007-07-01 02:55:53

C1.1R3R4 C1.1R

3 C1.1R

4 22,25 0,000 0,123 0,207

2007-07-01 00:00:10

2007-07-01 02:56:33

C1.1R4R5 C1.1R

4 C1.1R

5 21,65 0,000 0,123 0,188

2007-07-01 00:00:10

2007-07-01 02:57:03

C1.1R5R6 C1.1R

5 C1.1R

6 15,70 0,000 0,121 0,285

2007-07-01 00:00:10

2007-07-01 02:57:33


Conduites - Vitesse

IDConduite Du

noeud Au

noeud Position

Vitesse - Minimum

Vitesse - Maximum

Temps - Minimum Temps - Maximum

[m] [m/s] [m/s]

C1.1R1R2 C1.1R1 C1.1R2 25,80 [m] 0,00 1,51 2007-07-01 00:00:00 2007-07-01 02:55:13

C1.1R2R3 C1.1R2 C1.1R3 33,20 [m] 0,00 1,41 2007-07-01 00:00:00 2007-07-01 02:55:33

C1.1R3R4 C1.1R3 C1.1R4 22,25 [m] 0,00 1,38 2007-07-01 00:00:00 2007-07-01 02:56:03

C1.1R4R5 C1.1R4 C1.1R5 21,65 [m] 0,00 1,25 2007-07-01 00:00:00 2007-07-01 02:56:23



Exemple de Profil en long des collecteurs avec le niveau d’eau



Annexe 5.2 Résultat de la simulation hydraulique de la rive gauche:



Annexe 6 :

Base d’estimation des coûts

1. Collecteurs principaux

Conduites en PVC Ci-après les prix fourniture transport et pose (F.T.P) des canalisations en PVC : DN 200 mm, PVC série 1 : 180 DH HT/ml DN 315 mm, PVC série 1 : 350 DH HT/l

Conduites circulaires en béton armé Les prix unitaires en dirhams hors taxes fourniture transport et pose (F.T.P) des conduites circulaires en béton armé sont présentés ci dessous :

Prix unitaires DH HT/ml Diamètre (mm) Classe 60 A Classe 90 A Classe 135 A

300 300 300 300

400 350 350 400

500 500 550 650

600 690 750 800

800 1200 1300 1400

1000 1700 1800 2000

1200 2200 2500 2800

1400 3000 3400 3700

1600 3500 3900 4200

1800 4400 4900 5300

2000 5800 6200 6600

Dalots Les prix unitaires des dalots sont calculés en fonction de l’épaisseur du béton, du type de béton, et de la profondeur moyenne dans une feuille de calcul à part.

Conduites de refoulement Les coûts ci-dessous comprennent la fourniture, le transport et la pose des conduites.

Diamètre (mm) PVCPN10 Béton précontraint PMS10 Fonte ductile K9

140/127.8 200 - 620

160/150 200 - 760

200 240 - 930

250 300 - 1280

315/300 400 -

2. Ouvrages annexes

Regards de visite Ce prix rémunère la réalisation d’un regard de visite en béton coulé sur place, la fourniture et la pose du cadre et le tampon en fonte ductile.

Diamètres Profondeur

300 à 800 mm 1000 à 1500 mm 1600 à 2000 mm

2,50 m (regard simple) 4000 5500 7500

2,50 m (regard double) 6000 6500 9000

Plus-value décimétrique au delà de 2,50 m 160 220 300

Regards pour bouches d’égout Les regards pour bouches d’égout à avaloir ou à grille d’une profondeur de 1,50 m, seront en béton coulé sur place. Le prix unitaire est de 1500 DH (H.T).

3. Station de relevage

A ce stade Avant Projet Sommaire, le coût de l’équipement des stations de relevage est évalué en fonction de la puissance installée moyennant la formule suivante : Pour 10 < P (KW) < 100 : C.eq = 260.000 x P 0,35 (DH.HT) Pour P (KW) > 100 : C.eq = 13 000 x P (DH.HT) Pour le génie civil, leur coût est estimé à raison de 40% du coût de l’équipement.



4. Déversoirs d’orage

Le coût retenu pour les déversoirs d’orage est donné par la formule suivante : C (DH) = 20.000 Q0, 25 x L x (0,75 + H) Q = débit d’orage en m³/s L = largeur de la canalisation en m H = hauteur de la canalisation en m

5. Caniveaux :

Le prix unitaire des caniveaux sera calculé sur la base du prix du béton coulé sur place soit 1 000 Dh/m³ HT.

6. Fossés en terre

Le coût d’investissement se limite aux terrassements et aux ouvrages de franchissement des fossés qui sont de :

• 50 Dh/m 3 pour les terrains meubles, • 180 Dh/m3 pour les terrains rocheux, • 350.000 Dh/unité pour les franchissements de fossé.

7. Bassin d’infiltration

Le coût d’investissement se limite aux terrassements qui sont de : • 50 Dh/m 3 pour les terrains meubles, • 180 Dh/m3 pour les terrains rocheux, • 400 Dh/m 3 pour les enrochements, • 500 Dh/m pour les clôtures, • 250.000 Dh/unité pour les ouvrages d’arrivées.

8 Travaux de terrassement et remblais en masse

Les prix en dirhams hors taxes relatifs aux terrassements en masse sont: Déblais et mise en dépôt de terrain de toute nature (y inclus plus value terrain rocheux) 60 DH/m3

Corps de digues en remblais compacté 80 DH/m3

Géomembrane y inclus couche de protection 65 DH/m2

9. Station d’épuration

Les prix unitaires des ouvrages de la station d’épuration ont étés déterminés en tenant compte des études similaires réalisées par l’IC dans la région.

10 Travaux divers

Réfection de chaussée Le prix de réfection de chaussée goudronnée est estimé à 200 DH/m². La structure de réfection de chaussée comprend 20 cm de GNF, 20 cm de GNA, imprégnation et 5 cm d’enrobé à chaud.

Réfection de voie piétonne en béton Le prix de réfection de voie piétonne en béton est estimé à 100 DH/m² H.T. La structure de réfection comprend 10 cm de GNB et un revêtement en béton strié à joints de 8 cm d’épaisseur avec profil en travers selon indications du Maître d’ouvrage.

Prix de la fonte en DH (H.T) Tampon avec cadre carré série lourde (D400) 2200 DH

Tampon avec cadre carré série légère (D250) 2000 DH

Grille concave (850 x 850) 1600 DH

Appareil siphoïde avec cadre 1200 DH

Coûts bâtiments annexes et électricité Les coûts des bâtiments techniques seront estimés sur la base du coût moyen de 4.000 DH/m². Le coût de l’hors site de l’électricité est évalué à 30.000 DH HT/km de ligne électrique.

11. Base d’actualisation des couts

L’actualisation des coûts du projet pour l’année de référence se fait selon un taux de 8 %.



Durée de vie des équipements/machines Conduites et génie civil 30 ans

Équipement électromécanique 15 ans

Entretien et maintenance L’entretien et la maintenance des équipements sont des opérations indispensables pour la réussite de tout projet d’assainissement liquide.

Curage des canalisations et ouvrages annexes Les coûts de curage des différents types de canalisations et ouvrages annexes sont les suivants : Canalisations circulaires en DH (HT)

DN 300 20 DH/ml

DN 400 30 DH/ml

DN 500 40 DH/ml

DN 600 40 DH/ml

DN 800 50 DH/ml

DN 1000 60 DH/ml

Canalisation rectangulaire Le coût de curage de la canalisation rectangulaire est estimé 60 H HT/ml Canalisation ovoïde Le curage de la canalisation type ovoïde est donné comme ci-après:

T 100 60 DH/ml

T 130 60 DH/ml

T 150 60 DH/ml

Ouvrages annexes Regards de visite 100 DH/U

Bouche d’égout 70 DH /U

Entretien et maintenance de la station d’épuration Les coûts d’entretien et de maintenance de la STEP sont exprimés en pourcentage de l’investissement initial comme suit :

Génie civil et conduites 0,5 %

Equipement électromécanique 3 %

Frais de personnel Les frais annuel du personnel d’exploitation d’une station d’épuration sont estimés comme ci-après :

Personnel Unité Cout

Chef d’exploitation, station mécanisé DH/an 120.000

Chef d’exploitation, lagunage DH/an 60.000

Ingénieur DH/an 84 000

Technicien, laboratoire, SDNAL DH/an 46 800

Mécanicien, Électricien DH/an 42.000

Chauffeur DH/an 40 800

Secrétaire DH/an 38 400

Gardien DH/an 37 200

Ouvrier spécialisé DH/an 42 000

Manœuvre/ouvrier, SDNAL DH/an 32 400

Frais d’exploitation

Matériaux Unité

Electricité DH/kWh 1,15

Eau DH/m3 5,00

Essence DH/l 10,50

Gasoil DH/l 7,50

Chaux DH/tone 1000



Annexe 7 :

Avant métré et Calcul des coûts du réseau

Nature des travaux Unité Quantité Prix unitaire HT Prix Global HT

I- Travaux de réhabilitation et résorption de points noirs

1-Travaux de renouvellement et déplacement

Renouvellement du collecteur longeant la RN8 en DN300 ml 450 876 394 200

Renouvellement du tronçon du collecteur 4.1en DN300 ml 200 876 175 200

Déplacement du Tronçon de Collecteur C5 en T100 ml 350 2585 904 750

Prolongement du Collecteur de Chaaba de l'Hôpital en TN1000 ml 200 2366 473 200

2-Equipement des agglomération en réseau assainissement

Agglomération du quartier Izourane

Réseau tertiaire Ha 0,5 100000 50 000

Agglomération du quartier Sidi Ali Ishaq

Réseau tertiaire Ha 1,5 100000 150 000

Hors site en DN300 ml 200 876 175 200

Agglomération Takatart et rue Lamgou

Réseau tertiaire Ha 5 100000 500 000

Hors site en DN300 ml 1000 876 876 000

Agglomération quartier Igzntserfine

Réseau tertiaire Ha 4 100000 400 000

Hors site en DN300 ml 350 876 306 600

3-Réalisation des branchement des agglomération non raccordées

Boite de Branchement avec buse en DN200 PVC série I U 500 2000 1 000 000

4-Condamnations et suppression des rejet et canalisations

Suppression de rejet U 5 10000 50 000

Suppression de canalisation ml 1100 100 110 000

II- Travaux de dédoublement de collecteur

Dédoublement du collecteur C5

DN400 ml 245 1021

DN800 ml 730 2010


DN400 ml 92 1131 104 052


DN600 ml 80 1422 113 760


DN600 ml 30 1324 39 720

Dédoublement du collecteur HS

DN400 ml 100 1021 102 100

DN600 ml 20 1324 26 480

Dédoublement du collecteur CP2

DN400 ml 150 1201 180 150

Total 6 131 412

Aléas et imprévus(15%) 919 712

Total HT 7 051 124

Total TTC 8 461 349



Nature des travaux Unité Quantité Prix unitaire HT Prix Global HT

Réalisation de l'intercepteur Rive Gauche en DN400 ml 1477 1005 1 484 385

Réalisation de l'Intercepteur Rive DroiteDN600 ml 188 1324 248 912T100 ml 700 2470 1 729 000

Réalisation des collecteur de collecte Rive DroiteCollecteur C7.3 en DN800 ml 254 2120 538 480Collecteur C7.4 en T100 ml 173 2390 413 470

Réalisation du réseau de collecte eaux Pluviales rive gaucheCollecteur 1.2.2DN400 ml 348 1021 355 308

Collecteur 1.2.3DN400 ml 236 1005 237 180DN600 ml 167 1208 201 736DN800 ml 151 2010 303 510

Collecteur 1.4.2DN600 ml 167 1324 221 108T100 ml 21 2470 51 870

Collecteur 1.4.3DN600 ml 222 1324 293 928DN800 ml 26 2120 55 120

Collecteur 1.4.4DN400 ml 240 1021 245 040

Collecteur 1.4.5DN800 ml 184

Collecteur 1.4.6 2010DN400 ml 47 1021 47 987DN600 ml 206 1422 292 932

Collecteur 1.5.2DN800 ml 235 2274 534 390

Collecteur 1.5.3DN600 ml 262 1560 408 720

Collecteur 1.5.4DN500 ml 163 1098 178 974

Collecteur 1.5.5DN400 ml 116 1021 118 436DN500 ml 128 1098 140 544DN600 ml 10 1324 13 240

Collecteur 2.3.1DN400 ml 150 1021 153 150

Collecteur 2.3.2DN800 ml 257 2120 544 840T100 ml 253 2390 604 670




Collecteur C2.3.7DN400 ml 339 1021 346 119DN600 ml 51 1422 72 522T120 ml 10 2635 26 350

Collecteur C2.3.8DN400 ml 150 1021 153 150

Collecteur C2.3.9DN400 ml 270 1021 275 670DN600 ml 10 1324 13 240DN800 ml 133 2274 302 442

Réalisation des ouvrages de rejets Ouvrage de rejet pour réseau eaux pluviales U 6 50000 300 000Ouvrage de rejet pour Déversoirs d'orage U 3 70000 210 000



Annexe 8 : Calcul de la charge hydraulique et la charge polluante

DONNEES DE BASEProjet: STEP IMINTANOUT

No. du Projet: 11799 - C 70

Population Exist. n n+5 n+10 n+15 n+20Horizon du projet a 2004 2010 2015 2020 2025 2030Population hab 17 067 20 482 23 845 27 760 32 318 37 624Population choisie P hab 17 500 21 000 24 000 28 000 33 000 38 000

CONSOMMATION EN EAU

Consommation en eau journalièreTaux de branchement tB 96% 97% 98% 98% 98% 98%

Consommation domestique journalière moyenne (branchés)

Pmjdb m³/j 851 1 113 1 332 1 578 1 869 2 212

Consommation domestique journalière moyenne (non-branchés)

Pmjndb m³/j 4 2 2 2 2 2

Consommation adm inistrative journalière moyenne

Pmja m³/j 113 102 143 194 259 376

Consommation touristique journalière moyenne

Pmjt m³/j 0 0 0 0 0 0

Consommation industrie lle journalière moyenne

Pmji m³/j 47 143 191 278 323 376

Consommation totale Pmj m³/j 1 015 1 360 1 668 2 052 2 453 2 966

Consommation totale Pmj m³/j 1 015 1 360 1 668 2 052 2 453 2 966

DEBITS VERS LA STEP

Critères de dimensionnement du débitTaux de restitution tR 80% 80% 80% 80% 80%

Coefficient d 'infiltration C inf 0,20 0,20 0,20 0,20 0,20

Coefficient de pointe Cp=1,5+2,5/√Qm C p 2,14 2,08 2,02 1,98 1,94

Coefficient de pointe infiltration C pinf 24 24 24 24 24

Coefficient m inimum Cmin 0,012 0,012 0,012 0,012 0,012

Coefficient de pointe temps pluvieux C ppluv 2,0 2,0 2,0 2,0 2,0

Débits

Débits moyensDébit domestique journalier moyen (b.) Qmjdb m³/j 890 1 066 1 262 1 495 1 770

Débit domestique journalier moyen (n.b.) Qmjndb m³/j 2 2 2 2 2

Débit domestique journalier moyen Qmjd m³/j 892 1 067 1 264 1 497 1 771

Débit collectif/adm inistratif journalier moyen Qmja m³/j 82 114 155 207 301

Débit touristique journalier moyen Qmjt m³/j 0 0 0 0 0

Débit industrie l journalier moyen Qmji m³/j 114 153 222 259 301

Débit moyen eaux usées journalier (Σ 1-4) Qmeuj m³/j 1 088 1 334 1 642 1 963 2 373

Débit moyen des eaux usées horaire Qmeuh m³/h 45 56 68 82 99

Débit infiltration journalier =C in f*Qmeuj Q infj m³/j 218 267 328 393 475

Débit infiltration horaire Q infh m³/h 9 11 14 16 20

Débit journalier moyen temps sec (Σ 1-5) Qmj m³/j 1 306 1 601 1 970 2 355 2 848

Débit journalier moyen temps sec choisi Qmj m³/j 1 400 1 700 2 000 2 400 2 900

Débit horaire moyen temps sec Qmh m³/h 54 67 82 98 119

Débit horaire moyen temps sec choisi Qmh m³/h 60 70 90 100 120

Débit moyen temps sec (l/s) Qms l/s 15 19 23 27 33

Débit de pointe temps secDébit de pointe horaire temps sec= C p*Cmh

Q ph m³/h 117 139 166 194 230

Débit de pointe horaire temps sec choisi Q ph m³/h 120 140 170 200 230

Débit de pointe temps pluvieuxDébit de pointe horaire temps pluvieux=C pp luv*Q ph+Q in fh

Qmax m³/h 242 289 346 405 479

Débit de pointe horaire temps pluvieux choisi

Qmax m³/h 250 290 350 410 480

Débit m inimumDébit horaire m inimum Qminh m³/h 16 19 24 28 34

Débit horaire m inumum choisi Qminh m³/h 20 20 30 30 40



NCharge spéc. N(y inclus charge des administrations)

g/(hab*j) 6 6 6 6 6 6

Charge N domestique et des administrations kg/j 122 141 165 194 223

Concentration N domestique et des

administrations

mg/l 126 119 116 114 108

Concentration N domestique et des administrations choisie

mg/l 130 120 120 120 110

Concentration N industries mg/l 130 120 120 120 110Charge N industries kg/j 15 18 27 31 33

Concentration N infiltration mg/l 0 0 0 0 0Charge N infiltration kg/j 0 0 0 0 0

Charge N total kg/j 137 159 191 225 257Charge N (choisie) kg/j 140 160 200 230 260

PtotCharge spéc. Ptot (y inclus charge des administrations)

g/(hab*j) 2 2 2 2 2 2

Charge P domestique et des administrations kg/j 41 47 55 65 74

Concentration P domestique et des

administrations

mg/l 42 40 39 38 36

Concentration P domestique et des administrations choisie

mg/l 50 40 40 40 40

Concentration P industries mg/l 50 40 40 40 40Charge P industries kg/j 6 6 9 10 12

Concentration P infiltration mg/l 0 0 0 0 0Charge P infiltration kg/j 0 0 0 0 0

Charge P total kg/j 46 53 64 75 87Charge P (choisie) kg/j 50 60 70 80 90

Charges moyennesDBO5 kg/j 800 900 1 100 1 400 1 600

DCO kg/j 1 500 1 800 2 200 2 600 3 100MES kg/j 900 1 100 1 400 1 600 1 900N kg/j 140 160 200 230 260Ptot kg/j 50 60 70 80 90

Concentrations moyennesDBO5 mg/l 571 529 550 583 552

DCO mg/l 1 071 1 059 1 100 1 083 1 069MES mg/l 643 647 700 667 655NTK mg/l 100 94 100 96 90Ptot mg/l 36 35 35 33 31

Germes pathogènesColiformes fécaux (par 100 ml) Ccoli N/100 ml 1,00E+07 1,00E+07 1,00E+07 1,00E+07 1,00E+07 1,00E+07

DETERMINATION Equivalent HabitantDetermination EHCharge 0 800 900 1 100 1 400 1 600EH total 0 25 806 28 125 33 333 41 176 45 714EH total choisi 0 26 000 29 000 34 000 42 000 46 000



Annexe 9 : Dimensionnement de variantes de traitement

Varian te 1à 4P ro je t: S TEP IM INTANOUT

No . du P ro je t: 1 1799 - C 70

D im ens ionnem en t de : D ég rilleu rs

D im ens ionnem en t se lon : D IN 19551

a n+20 n+20 n+20 n+20

Horizon du p ro je t 2030 2030 2030 2030

DONNEES DE BASE

Déb its de d im ens ionnem en t Q Qm in Qm oy Qph Qm ax

m ³/h 40 120 230 480

l/s 11 33 64 133

m ³/s 0 ,01 0 ,03 0 ,06 0 ,13

Répartitio n su r x filiè res n - 1 1 1 1Déb it pa r filiè re Q x m ³/h 40 120 230 480

l/s 11 33 64 133

D IMENS IONNEMENT

Canal en am on t de la g rille

Données de baseLargeur bG m 0 ,40 0 ,40 0 ,40 0 ,40N iveau d 'eau h w m 0 ,08 0 ,18 0 ,30 0 ,54Pen te du cana l IS ‰ 1,0 1 ,0 1 ,0 1 ,0Coe ffic ien t de S trick le r K S t - 70 ,0 70 ,0 70 ,0 70 ,0

Hau teu r du cana l h m 1 ,0 1 ,0 1 ,0 1 ,0

Ta lu s la té ra l m - 0 ,0 0 ,0 0 ,0 0 ,0

D im ens ionnem en t

Section cana l p le in A m ² 0 ,4 0 ,4 0 ,4 0 ,4A = b*h+ m *h²

Pé rim è tre hyd rau liq ue P m 2 ,4 2 ,4 2 ,4 2 ,4P = b + 2h* (1+m ²)

0,5

Rayon hyd rau liq ue R m 0 ,2 0 ,2 0 ,2 0 ,2R = A /P

V itesse d 'eau v m /s 0 ,67 0 ,67 0 ,67 0 ,67v=K s t *R

2/3* I

1 /2

Déb it p le in d 'un cana l Q m ³/s 0 ,268 0 ,268 0 ,268 0 ,268Q = A * v l/s 268 268 268 268

m ³/h 965 965 965 965

Section d 'eau A m ² 0 ,03 0 ,07 0 ,12 0 ,22A = b*h w + m *h w ²

Pé rim è tre hyd rau liq ue P m 0,57 0 ,76 0 ,99 1 ,49P = b + 2h w * (1+m ²)

0,5

Rayon hyd rau liq ue R m 0,06 0 ,09 0 ,12 0 ,15R = A /P

V itesse d 'eau en am on t v o m /s 0 ,334 0 ,46 0 ,54 0 ,61v=K s t *R

2/3* I

1 /2

Déb it pa rtie l d 'un cana l Q m ³/s 0 ,011 0 ,033 0 ,064 0 ,133

Q = A * v m ³/h 40 120 230 480

G rille

Données de base

Écartem en t en tre ba rreaux e mm 15 15 15 15

Épa isseu r du ba rreau s mm 10 10 10 10

Ang le d 'in c lin a ison ∠ degré 75 75 75 75

Coe ffic ien t de sectio n ∠ - 2 ,42 2 ,42 2 ,42 2 ,42

Taux de co lm a tage ∠ - 0 ,75 0 ,75 0 ,75 0 ,75

D im ens ionnem en t

Pe rte de cha rge sec tio n lib re h m 0 ,008 0 ,015 0 ,020 0 ,026h = ∠ *(s /e )

4 /3*v ²/2g*s in ( ∠)

Pe rte de cha rge co lm a tage h mh = ∠ * ∠ *(s /e )

4 /3*v ²/2g*s in ( ∠)

A) La rgeu r du cana l de g rille requ is , to t. (sans co lm a tage ) b sc m 0,66 0 ,66 0 ,66 0 ,66

b sc = (b G /e -1 )*(s+e)+e

Nom b re de ba rreaux requ is n - 26 26 26 26n = b G /e -1



Variante 1à 4Projet: STEP IMINTANOUT


Dimensionnement de: Dessableurs/Déshuileurs

Dimensionnement selon: ATV-DVWK

n+20 n+20 n+20 n+20

Horizon du projet a 2030 2030 2030 2030

DONNEES DE BASE

Débits de dimensionnement Q Qmin Qmoy Qph Qmax

m³/h 40 120 230 480l/s 11 33 64 133

m³/s 0,01 0,03 0,06 0,13

DIMENSIONNEMENT


Temps de séjour au Q tS min 20 15 10 5

Vitesse maximale horizontale vmax hor m/s 0,04 0,04 0,04 0,10

Longueur minimale Lmin m 15 15 15 15

Longueur maximale Lmax m 60 60 60 60

Dimensionnement

Volume requis total V totreq m³ 13 30 38 40V = Q*t SF /60

Volume requis V req m³ 13 30 38 40

Dimensions requis par bassin

Nombre de bassins choisi n - 1 1 1 1

Volume requis par bassin V requnit m³ 13 30 38 40V requnit =V totreq /n

Dimensions choisies

Section transversale AQ m² 2,00 2,00 2,00 2,00

Largeur choisie B m 1,40 1,40 1,40 1,40

Profondeur choisie P m 1,90 1,90 1,90 1,90

Longueur requise par bassin L req m 6,67 15,00 19,17 20,00L totreq =V requnit /A Q

Longueur par bassin choisie L m 20,00 20,00 20,00 20,00

Volume total V m³ 40 40 40 40V=n*L*A Q

Largeur du déshuileur B m 0,50 0,50 0,50 0,50

Vérification

Vitesse vmax m/s 0,006 0,02 0,03 0,07v max =Q/(n*A Q ) 20,00 60,00 115,00 240,00

Temps de séjour ts min 60 20 10 5t s =V/Q

Dimensionnement de l'aération

Profondeur d'insufflation Pe m 1,24 1,24 1,24 1,24Pe = 0,875 * Aq

1/2

Apport d'air requis qL Nm³/(m³*h) 6,98 6,98 6,98 6,98q L =(0,07+0,76*ln(P e ))

-1,33 Nm³/(m³*mn) 0,12 0,12 0,12 0,12

Apport d'air requis Q Nm³/h 279 279 279 279Q=q L *V Nm³/mn 4,7 4,7 4,7 4,7

Nombre de surpresseurs - 1 1 1 1

Capacité par surpresseur requise Nm³/mn 4,66 4,66 4,66 4,66

Production de sablesQuantité spécifique r l/m³ 0,06

Quantité de sables S m³/a 63S=r*EH/1000

Quantité de sables (jour pluvieux) Sp m³/j 0,6S p =S/100

Volume de stockage requis Vs m³ 0,6

V s =S p *1j



Variante 1 : Lagunage naturelProjet: STEP IMINTANOUT


Dimensionnement de: Bassins anaérobies, bassins facultatifs

Dimensionnement bassins anaérobies: Selon Mara

Dimensionnement bassins facultatifs: Selon modèle ONEP-MARA

Horizon du projet n n+5 n+10 n+15 n+20

Horizon du projet a 2010 2015 2020 2025 2030

DONNEES DE BASE

Population + EH EH 26 000 29 000 34 000 42 000 46 000

Débit vers la STEP Qmoy m³/j 1 400 1 700 2 000 2 400 2 900

Température de dimensionnement T °C 13 13 13 13 13

Charges

DBO5 kg/j 800 900 1 100 1 400 1 600

CDO kg/j 1 500 1 800 2 200 2 600 3 100

MES kg/j 900 1 100 1 400 1 600 1 900

N kg/j 140 160 200 230 260

Ptot kg/j 50 60 70 80 90

Concentrations moyennes

DBO5 mg/l 571 529 550 583 552

CDO mg/l 1 071 1 059 1 100 1 083 1 069

MES mg/l 643 647 700 667 655

NTK mg/l 100 94 100 96 90

Ptot mg/l 36 35 35 33 31

Germes pathogènes

Coliformes fécaux (par 100 ml) Ccoli No/100 ml 1,00E+07 1,00E+07 1,00E+07 1,00E+07 1,00E+07

BASSINS ANAEROBIES/DECANTATIONCritères de dimensionnement

Charge volumique Cvmax g/(m³*j) 168 168 168 168 168

Volume requis

Volume requis V totreq m³ 4 762 5 357 6 548 8 333 9 524V req =DBO 5 /C vmax

Temps de séjour requis tSmin j 3,4 3,2 3,3 3,5 3,3t s =V cv /Q

Dimensions choisies

Profondeur moyenne choisie P m 4,0 4,0 4,0 4,0 4,0

Surface totale requise AAN,totreq m² 1 190 1 339 1 637 2 083 2 381A ANtotreq =V totreq /P ha 0,12 0,13 0,16 0,21 0,24

Nombre de filière nofil 2 2 2 2 2

Nombre de bassins par filière nobas 2 2 2 2 2

Surface requise d'un bassin AAN,unitreq m² 298 335 409 521 595A ANunitreq =A ANtotreq /(no fil *no bas )

Longueur choisie m 20,0 20,0 20,0 20,0 20,0

Largeur choisie m 30,0 30,0 30,0 30,0 30,0

Surface d'un bassin choisie AAN,unit m² 600 600 600 600 600

Surface totale ha 0,24 0,24 0,24 0,24 0,24

Volume total VAN,tot m³ 9 600 9 600 9 600 9 600 9 600

Contrôle:

Temps de séjour tS j 6,9 5,6 4,8 4,0 3,3

Charge surfacique CS kg/(ha*j) 3 333 3 750 4 583 5 833 6 667

Charge volumique CV g/(m³*j) 83 94 115 146 167

Rendement des bassins AN

DBO5 DBO5 47% 47% 47% 47% 47%

CDO CDO 47% 47% 47% 47% 47%

MES MES 45% 45% 45% 45% 45%

Nges N 10% 10% 10% 10% 10%

Pges P 10% 10% 10% 10% 10%

Charges après bassins AN

DBO5 CDBO5 kg/j 426 479 585 745 851

CDO CCDO kg/j 798 958 1 170 1 383 1 649

MES CMES kg/j 405 495 630 720 855

Nges CN kg/j 126 144 180 207 234



LITS DE SECHAGEProduction des boues dans la lagunage anaérobie

Production spécifique b l/(EH*a) 38 38 38 38 38

Volume des boues V1B m³/an 988 1 102 1 292 1 596 1 748Q B =b*EH m³/j 3 3 4 4 5

Taux des matières solides des boues évacuées MS1 % 10% 10% 10% 10% 10%

kg/m³ 100 100 100 100 100

Masse des Matières Solides M kg/j 271 302 354 437 479

Mg/an 99 110 129 160 175


Epaisseur de boues P m 0,40 0,40 0,40 0,40 0,40

% en eau après séchage w2 % 65,0% 65,0% 65,0% 65,0% 65,0%

% en MS après séchage MS2 % 35,0% 35,0% 35,0% 35,0% 35,0%

kg MS/m³ 350 350 350 350 350


tS sem 3,0 3,0 3,0 3,0 3,0

Dimensionnement du volume et de la surface

Période de nettoyage (x/an) x 0,5 0,5 0,5 0,5 0,5

Volume à sécher m³ 1976 2204 2584 3192 3496

Volume projeté requis Vprojreq m³ 1 976 2 204 2 584 3 192 3 496V projreq=VB 2proj *t s

Surface requise Aprojreq m² 4 940 5 510 6 460 7 980 8 740A projreq=V projreq /P

Dimensions choisies

Nombre des lits choisi n - 50 50 50 50 50

Longueur L m 35,00 35,00 35,00 35,00 35,00

Largeur B m 5,00 5,00 5,00 5,00 5,00

Profondeur P m 0,40 0,40 0,40 0,40 0,40

Volume d'un lit Vunit m³ 70 70 70 70 70

Volume projeté Vproj m³ 3 500 3 500 3 500 3 500 3 500V proj =n*V unit

Volume total Vtot m³ 3 500 3 500 3 500 3 500 3 500V tot =V proj +V exist

Surface d'un lit Aunit m² 175 175 175 175 175

Surface projetée Aproj 8 750 8 750 8 750 8 750 8 750

Production des boues dans la lagunage facultatif


Volume des boues V1B m³/an 52 58 68 84 92Q B =b*EH m³/j 0,1 0,2 0,2 0,2 0,3

Taux des matières solides des boues évacuées MS1 % 10% 10% 10% 10% 10%

kg/m³ 100 100 100 100 100

Masse des Matières Solides M kg/j 14 16 19 23 25

Mg/an 5 6 7 8 9





kg MS/m³ 350 350 350 350 350


tS sem 3,0 3,0 3,0 3,0 3,0

Les lits de séchage des boues produites par les bassins anaérobies seront utilisés pour le séchages des boues des bassins facultatifs

SURFACE TOTALE NETTE (RECAPITULATIF)Bassins anaérobies (décantation) AAN,Total m² 2 400 2 400 2 400 2 400 2 400

Bassins facultatifs AFA,Total m² 54 000 54 000 54 000 54 000 54 000

Lits de séchage ALS,Total m² 8 750 8 750 8 750 8 750 8 750

Total (sans maturation) ATotal m² 65 150 65 150 65 150 65 150 65 150



Variante 1 : Lagunage naturelProjet: STEP IMINTANOUT


Dimensionnement de: Option Bassins de maturation

Dimensionnement selon: Marais (pour T=13°C)

DONNEES DE BASE

Population n n+5 n+10 n+15 n+20


Population + EH EH 26 000 29 000 34 000 42 000 46 000

Débit vers les bassins de maturation Qmoy m³/j 1 400 1 700 2 000 2 400 2 900


Temps de séjour des bassins précédents

Bassins anaérobies (décantation) tS,AN j 7 6 5 4 3

Bassins facultatifs tS,FA j 46 38 32 27 22

Charges en aval bassins facultatifs

Charge DBO5 CDBO5 kg/j 98 127 175 252 325

Charge DCO CDCO kg/j 183 255 350 468 630

Concentrations en aval bassins facultatifs

DBO5 CDBO5 mg/l 70 75 87 105 112

DCO CDCO mg/l 131 150 175 195 217

Germes pathogènes

Coliformes fécaux en entrée de la STEP Ccoli No/100 ml 1,00E+07 1,00E+07 1,00E+07 1,00E+07 1,00E+07

DIMENSIONNEMENTColiformes fécaux (par 100 ml) CF0 No/100 ml 1,00E+07 1,00E+07 1,00E+07 1,00E+07 1,00E+07

Constante d'enlèvement K=2,6*(1,19)T-20 KMarais 1/j 0,82 0,82 0,82 0,82 0,82

Constante d'enlèvement marocain KMaroc 1/j 1,50 1,50 1,50 1,50 1,50

Constante d'enlèvement choisie K 1/j 0,82 0,82 0,82 0,82 0,82

Objectif qualité en Coliformes fécaux (par 100 ml) CFe No/100 ml 1000 1000 1000 1000 1000

Temps de séjour nécessaire pour élimination des germes pathogènes dans le 1er bassin

Nombre de filières nofil 2 2 2 2 2

Nombre de Bassin en série par filière choisi nobas 3 3 3 3 3

Profondeur moyenne du premier bassin PMA1 m 1,2 1,2 1,2 1,2 1,2

Temps de séjour requis tS,MA1req j 2,9 3,4 3,8 4,4 5,1

t sMA1req = (CF 0 /(CF E (1+K*t sAN )*(1+K*t sFA ))1/n

-1)/K

Temps de séjour choisi, premier bassin ts,MA1req j 2,9 3,4 3,8 4,4 5,1

Surface premier bassin requise (tous filières) AMA1totreq m² 3 355 4 794 6 414 8 828 12 209A MA1totreq = t sMA1req *Q/P MA1

Surface d'un premier bassin maturation requise AMA1unitreq m² 1 678 2 397 3 207 4 414 6 105

Surface d'un premier bassin maturation requise ha 0,2 0,2 0,3 0,4 0,6

Longueur du premier bassin choisie m 120 120 120 120 120

Largeur du premier bassin choisie m 50 50 50 50 50

Surface d'un premier bassin choisie AMA1unit m² 6 000 6 000 6 000 6 000 6 000

Surface des premiers bassins choisie AMA1tot m² 12 000 12 000 12 000 12 000 12 000A MA1tot = A MA1unit *no fil *no bas

Volume d'un premier bassin VMA1unit 7 200 7 200 7 200 7 200 7 200V MA1unit =A MA1unit *P

Temps de séjour 1er bassin tS,MA1 j 10,3 8,5 7,2 6,0 5,0

Temps de séjour nécessaire pour l'élimination des germes pathogènes dans les autres bassins

Temps de séjour requis autres bassins tS,MA,2-n j 3,0 3,0 3,0 3,8 5,1

t sMAreq = (CF 0 /(CF E (1+K*t sAN )*(1+K*t sFA )*(1+K*ts MA1 ))1/(n-1)

-1)/K

Profondeur moyenne PMA,2-n m 1,2 1,2 1,2 1,2 1,2

Surface requise chaque autre bassin maturation AMA,2-nreq m² 1 750 2 125 2 500 3 757 6 158

Surface requise chaque autre bassin maturation ha 0,2 0,2 0,3 0,4 0,6

Longueur du premier bassin choisie m 120,0 120,0 120,0 120,0 120,0

Largeur du premier bassin choisie m 50,0 50,0 50,0 50,0 50,0

Surface d'un autre bassin AMA,2-n,unit m² 6 000 6 000 6 000 6 000 6 000

Surface des autres bassins AMA,2-n,tot m² 24 000 24 000 24 000 24 000 24 000A MA,2-n,tot =no fil *(n obas -1)*A MA,2-n,unit

Volume d'un autre bassin VMA,2-n,unit m³ 7 200 7 200 7 200 7 200 7 200V MA1unit =A MA1unit *P

Temps de séjour autres bassins tsMA,2-n j 10,3 8,5 7,2 6,0 5,0t s =A MA,2-n,unit *no fil *P/Q

Surface total AMAtot m² 36 000 36 000 36 000 36 000 36 000A MA,,tot =A MA1,tot +(n obas -1)*A MA,2-n,tot

Volume VMA,Total m³ 43 200 43 200 43 200 43 200 43 200



Variante 2 : Lagunage aéréProjet: STEP IMINTANOUT


Dimensionnement de: Bassins aérés

Dimensionnement des bassins aérés selon: SDNAL, ATV (pour T=10°C)



DONNEES DE BASE

Population EH 26 000 29 000 34 000 42 000 46 000



Charges

DBO5 kg/j 800 900 1 100 1 400 1 600

CDO kg/j 1 500 1 800 2 200 2 600 3 100

MES kg/j 900 1 100 1 400 1 600 1 900

N kg/j 140 160 200 230 260

Ptot kg/j 50 60 70 80 90


DBO5 mg/l 571 529 550 583 552

CDO mg/l 1 071 1 059 1 100 1 083 1 069

MES mg/l 643 647 700 667 655

NTK mg/l 100 94 100 96 90

Ptot mg/l 36 35 35 33 31

Germes pathogènes

Coliformes fécaux (par 100 ml) Ccoli No/100 ml 1,00E+07 1,00E+07 1,00E+07 1,00E+07 1,00E+07

BASSINS AÉRÉSCoefficient cinétique K20 DBO5 K20 1/j 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00

Constante d'enlèvement KT=K20*(1,06)T-20 KT 1/j 0,68 0,68 0,68 0,68 0,68

DBO5 en entrée DBO5,0 mg/l 571 529 550 583 552

DBO5 en sortie DBO5,e mg/l 100 100 100 100 100

Rendement biologique % 83% 81% 82% 83% 82%

Charge volumique maximal CV g/(m³*j) 40 40 40 40 40

Dimensions requis

a) Temps de séjour requis tsAEreq j 6,9 6,3 6,6 7,1 6,6t s =(DBO 5= /DBO 5e -1)/k

Volume requis avec ts VAE,totreq m³ 9 695 10 724 13 221 17 040 19 244V=t s *Q

b) Volume requis avec Cv VAE,totreq m³ 20 000 22 500 27 500 35 000 40 000V=Charge/Cv

Volume requis choisi 20 000 22 500 27 500 35 000 40 000

Dimensions choisies


Nombre de bassins par filière nobas 2 2 2 2 2

Profondeur moyenne P m 3,50 3,50 3,50 3,50 3,50

Surface requise totale AAEtotreq m² 2 770 3 064 3 777 4 869 5 498A AEtotreq =V totreq /P ha

Surface requise d'un bassin AAEunitreq m² 693 766 944 1 217 1 375A AEunitreq =A AEtotreq /(no fil *no bas ) ha

Longueur choisie 1iére bassin L m 76 76 76 76 76

Largeur choisie 1 iére bassin B m 38 38 38 38 38

Longueur choisie 2iére bassin L m 76 76 76 76 76

Largeur choisie 2 iére bassin B m 38 38 38 38 38

Surface d'une filière choisie AAEunit m² 5 776 5 776 5 776 5 776 5 776

Surface choisie (totale) AAEtot ha 1,16 1,16 1,16 1,16 1,16

Volume (total) VAE,tot m³ 40 432 40 432 40 432 40 432 40 432

Contrôle

Temps de séjour tS,AE j 29 24 20 17 14

Charge volumique g/(m³*j) 20 22 27 35 40

Aérateurs à installer

Besoin en oxygène OBkgO2/kg DBO5 2,00 2,00 2,00 2,00 2,00

Oxygène requis Otot kg/j 1 523 1 695 2 051 2 575 2 895=O B *DBO 5

Oxygène par kWh ¬OC kg O2/kWh 1,10 1,10 1,10 1,10 1,10



LITS DE SECHAGEProduction des boues dans la lagunage


Volume des boues V1B m³/an 1 040 1 160 1 360 1 680 1 840Q B =b*EH m³/j 3 3 4 5 5

Taux des matières solides des boues évacuées MS1 % 10% 10% 10% 10% 10%kg/m³ 100 100 100 100 100

Masse des matières solides M kg/j 285 318 373 460 504

Mg/an 104 116 136 168 184



% d'eau après séchage w2 % 65,0% 65,0% 65,0% 65,0% 65,0%

% en MS boues séchées MS2 % 35,0% 35,0% 35,0% 35,0% 35,0%

kg MS/m³ 350 350 350 350 350


tS sem 3,0 3,0 3,0 3,0 3,0


Période de nettoyage (x/an) x 0,5 0,5 0,5 0,5 0,5

Volume à sécher m³ 2080 2320 2720 3360 3680

Volume projeté requis Vprojreq m³ 2 080 2 320 2 720 3 360 3 680V projreq=VB 2proj *t s


Dimensions choisies


Longueur L m 35,00 35,00 35,00 35,00 35,00

Largeur B m 5,00 5,00 5,00 5,00 5,00

Profondeur P m 0,40 0,40 0,40 0,40 0,40






Surface totale Atot m² 9 450 9 450 9 450 9 450 9 450

SURFACE TOTALE NETTE (RECAPITULATION)Bassins aérés AA,Total m² 11 552 11 552 11 552 11 552 11 552

Lits de séchage ALS,Total m² 9 450 9 450 9 450 9 450 9 450

Total (sans maturation) ATotal m² 21 002 21 002 21 002 21 002 21 002



Variante 2 : Lagunage aéréProjet: STEP IMINTANOUT


Dimensionnement de: Bassins de maturation

Dimensionnement selon: Marais (pour T=13°C)

DONNEES DE BASE

Population n n+5 n+10 n+15 n+20


Population + EH EH 26 000 29 000 34 000 42 000 46 000

Débit vers les bassins de maturation Qmoy m³/j 1 400 1 700 2 000 2 400 2 900


Temps de séjour des bassins précédents

Bassins aérés tS,AN j 28,9 23,8 20,2 16,8 13,9

Charges en aval bassins aérés

Charge DBO5 CDBO5 kg/j 39 52 75 112 153

Charge DCO CDCO kg/j 73 105 149 209 295

Concentrations en aval bassins aérés

DBO5 CDBO5 mg/l 28 31 37 47 53

DCO CDCO mg/l 52 62 75 87 102

Germes pathogènes

Coliformes fécaux en entrée de la STEP Ccoli No/100 ml 1,00E+07 1,00E+07 1,00E+07 1,00E+07 1,00E+07

DIMENSIONNEMENTColiformes fécaux (par 100 ml) CF0 No/100 ml 1,00E+07 1,00E+07 1,00E+07 1,00E+07 1,00E+07

Constante d'enlèvement K=2,6*(1,19)T-20 KMarais 1/j 0,82 0,82 0,82 0,82 0,82

Constante d'enlèvement marocain KMaroc 1/j 1,50 1,50 1,50 1,50 1,50

Constante d'enlèvement choisi K 1/j 0,82 0,82 0,82 0,82 0,82

Coliformes fécaux (par 100 ml) à émitter CFe No/100 ml 1 000 1 000 1 000 1 000 1 000

Temps de séjour nécessaire pour élimination des germes pathogènes dans le 1er bassin


Nombre de cascades par filière choisie nobas 4 4 4 4 4

Profondeur moyenne du premier bassin PMA1 m 1,2 1,2 1,2 1,2 1,2

Temps de séjour requis tS,MA1req j 4,2 4,5 4,7 5,0 5,2

t sMA1req = (CF 0 /(CF E (1+K*t sAN )*(1+K*t sFA ))1/n

-1)/K

Temps de séjour choisi, premier bassins ts,MA1req j 4,2 4,5 4,7 5,0 5,2

Surface premier bassins requise (tous filières) AMA1totreq ha 0,5 0,6 0,8 1,0 1,3A MA1totreq = t sMA1req *Q/P MA1

Surface du premier bassin maturation requise AMA1unitreq m² 2 461 3 171 3 917 4 959 6 326

Surface du premier bassin maturation requise ha 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6



Surface d'un premier bassin choisie AMA1unit m² 6 300 6 300 6 300 6 300 6 300

Surface des premiers bassins choisie AMA1tot m² 12 600 12 600 12 600 12 600 12 600A MA1tot = A MA1unit *no fil *no bas

Volume d'un premier bassin VMA1unit 7 560 7 560 7 560 7 560 7 560V MA1unit =A MA1unit *P

Temps de séjour 1er bassin tS,MA1 j 10,8 8,9 7,6 6,3 5,2

Temps de séjour nécessaire pour l'élimination des germes pathogènes dans les autres bassins

Temps de séjour requis autres bassins tS,MA,2-n j 3,0 3,5 4,0 4,6 5,2

t sMAreq = (CF 0 /(CF E (1+K*t sAN )*(1+K*t sFA )*(1+K*ts MA1 ))1/(n-1)

-1)/K

Profondeur moyenne PMA,2-n m 1,2 1,2 1,2 1,2 1,2

Surface requise chaque autre bassin maturation AMA,2-nreq m² 1 750 2 469 3 310 4 567 6 335

Surface requise chaque autre bassin maturation ha 0,2 0,2 0,3 0,5 0,6



Surface d'un autre bassin AMA,2-n,unit m² 6 600 6 600 6 600 6 600 6 600

Surface des autres bassins AMA,2-n,tot m² 39 600 39 600 39 600 39 600 39 600A MA,2-n,tot =no fil *(n obas -1)*A MA,2-n,unit

Volume d'un autre bassin VMA,2-n,unit 7 920 7 920 7 920 7 920 7 920V MA1unit =A MA1unit *P

Temps de séjour autres bassins tsMA,2-n j 11,3 9,3 7,9 6,6 5,5t s =A MA,2-n,unit *no fil *P/Q

Surface total AMAtot m² 52 200 52 200 52 200 52 200 52 200A MA,,tot =A MA1,tot +(n obas -1)*A MA,2-n,tot

Contrôle

Volume VMA,Total m³ 62 640 62 640 62 640 62 640 62 640



Variante 3a : Lits bactériens (avec digestion)Projet: STEP IMINTANOUT


Dimensionnement de: Décanteur primaire

Dimensionnement selon: ATV-DVW K A 131

n n+5 n+10 n+15 n+20


DONNEES DE BASE

Température °C 13 13 13 13 13

Débit de dimensionnement

Débit de pointe temps sec Q ph m³/h 120 140 170 200 230

Charges de dimensionnement

DBO 5 total DBO 5tot kg/j 800 900 1 100 1 400 1 600

DCO total DCO kg/j 1 500 1 800 2 200 2 600 3 100

MES tota l MES kg/j 900 1 100 1 400 1 600 1 900

Concentrations de dimensionnement

DBO 5 DBO 5tot mg/l 571 529 550 583 552

DCO DCO mg/l 1 071 1 059 1 100 1 083 1 069

MES MES mg/l 643 647 700 667 655

DIMENSIONNEMENT


Charge hydraulique C a m/h 4,0-2,5 4,0-2,5 4,0-2,5 4,0-2,5 4,0-2,5

Charge hydraulique choisie (pour dim .) C a m/h 2,5 2,5 2,5 2,5 2,5

Temps de séjour tS h 1,0-2,0 1,0-2,0 1,0-2,0 1,0-2,0 1,0-2,0

Temps de séjour choisi (pour dim .) tS h 1,0 1,0 1,0 1,0 1,0

Profondeur P m 1,5-2,5 1,5-2,5 1,5-2,5 1,5-2,5 1,5-2,5


Surface requise A totreq m³ 48 56 68 80 92A to treq =Q ph /C a

Volume requis V totreq m³ 120 140 170 200 230V to treq =Q ph *t S

Dimensions choisies

Nombre bassins n - 1 1 1 1 1

Profondeur moyenne bassin P m 2,5 2,5 2,5 2,5 2,5

Longueur choisie bassin L m 15,0 15,0 15,0 15,0 15,0

Largeur choisie bassin B m 6,0 6,0 6,0 6,0 6,0

Volumes et surfaces résultants

Surface projetée A proj m³ 90 90 90 90 90A roj =n*A pro j

Volume projeté V proj m³ 225 225 225 225 225V pro j =n*V proj

Vérifications

Charge surfacique C a m/h 1,3 1,6 1,9 2,2 2,6

Temps de séjour ts h 1,9 1,6 1,3 1,1 1,0

CHARGES ET CONCENTRATIONS EN AVAL DU DECANTEUR PRIMAIRE

Rendement du décanteur primaire

DBO 5 total DBO 5tot % 25% 25% 25% 25% 25%

DCO total DCO % 25% 25% 25% 25% 25%

MES tota l MES % 50% 50% 50% 50% 50%

Charges en aval du décanteur primaire

DBO 5 total DBO 5tot kg/j 600 675 825 1 050 1 200

DCO total DCO kg/j 1 125 1 350 1 650 1 950 2 325

MES tota l MES kg/j 450 550 700 800 950

Concentrations en aval du décanteur primaire

DBO 5 DBO 5tot mg/l 429 397 413 438 414

DCO total DCO mg/l 804 794 825 813 802

MS MES mg/l 321 324 350 333 328





Dimensionnement de: Lits bactériens

Dimensionnement selon: Metcalf & Eddy, 2004

n n+5 n+10 n+15 n+20

Horizon du proje t a 2010 2015 2020 2025 2030

DONNEES DE BASE



Débit de pointe de temps pluvieux total Qmaxtot m³/h 250 290 350 410 480



DBO 5 total DBO 5tot kg/j 600 675 825 1 050 1 200

Charge DBO 5 bassin pro jetée DBO 5proj kg/j 600 675 825 1 050 1 200

CDO total CDO kg/j 1 125 1 350 1 650 1 950 2 325

MES total MES kg/j 450 550 700 800 950


DBO 5 mg/l 429 397 413 438 414

CDO mg/l 804 794 825 813 802

MS mg/l 321 324 350 333 328

DIMENSIONNEMENT

Objectifs de traitement

DBO 5 mg/l 100 100 100 100 100

CDO mg/l 200 200 200 200 200

MES mg/l 100 100 100 100 100


Charge hydraulique q l/(m ²*s) 0,1-0,9 0,1-0,9 0,1-0,9 0,1-0,9 0,1-0,9

Charge volum ique, environ CV kg DBO5/(m ³*j) 0,6-3,2 0,6-3,2 0,6-3,2 0,6-3,2 0,6-3,2

Montant d'hum idification m in. qh l/(m ²*s) 0,50 0,50 0,50 0,50 0,50

Constante de biodégradabilité k1 0,21 0,21 0,21 0,21 0,21

Surface spécifique A s m²/m ³ 90 90 90 90 90

Hauteur de remplissage standardisée D 1 m 6,1 6,1 6,1 6,1 6,1

Coefficient de remplissage n 0,50 0,50 0,50 0,50 0,50

No. des bras du sprinkler no.bras 2 2 2 2 2

DBO 5 standardisé S 1 g DBO 5/m ³ 150 150 150 150 150

No. des lits bactériens no. 2 2 2 2 2

Hauteur de remplissage choisie

Hauteur de remplissage D 2 m 4,0 4,0 4,0 4,0 4,0

Dimensionnement du kT standardisé


k 2 =k 1 *(D 1 /D 2 )0,5

*(S 1 /S 2 )0,5

Correction de température kT 0,12 0,13 0,12 0,12 0,12

k t =k 2 *(1,035)T-20

Dimensionnement des lits bactériens

Charge hydraulique q l/(m ²*s) 0,11 0,14 0,12 0,11 0,12

S e /S 0 =e (-kD/q^n) m³/(m ²*j) 0,41 0,49 0,45 0,39 0,44

Surface requise A req m² 143 145 187 258 273Areq=Q/q

Volume rempli V rem m³ 574 580 748 1 033 1 093V=A*D 2

Surface unitaire A u m² 72 72 94 129 137A u =A req /no

Diamètre requis d req m 9,6 9,6 10,9 12,8 13,2

d=(4Au/pi)0,5

Diamètre choisi d m 13,5 13,5 13,5 13,5 13,5

Surface totale choisie 286 286 286 286 286

Volume total rempli 1 145 1 145 1 145 1 145 1 145

Charge volum ique CV kg DBO5/(m ³*j) 0,5 0,6 0,7 0,9 1,0Cv=Q*S 0 /V

Dimensionnement du taux de recirculation





Dimensionnement de: Clarificateurs

Dimensionnement selon: Capacité hydraulique

n n+5 n+10 n+15 n+20


DONNEES DE BASE

Débits de dimensionnement

Débit de pointe temps sec Qph m³/h 120 140 170 200 230


DIMENSIONNEMENT


Temps de séjour temps sec ts h 2,5 2,5 2,5 2,5 2,5

Temps de séjour temps pluvieux ts h 1,2 1,2 1,2 1,2 1,2

Charge surfacique, temps sec qA m³/(m²*h) 1,0 1,0 1,0 1,0 1,0

Dimensionnement de la superficie

Nombre des bassins choisi n 1 1 1 1 1

Q par bassin Q m³/h 120 140 170 200 230Q=Q moy /n

Surface de bassin requise Arequnit m² 120 140 170 200 230A unit =Q moy /q A

Diamètre du bassin requis D m 12,4 13,4 14,7 16,0 17,1

D = (4*A/¬ )0,5

Dimensions choisies/existantes

Diamètre choisi D m 17,50 17,50 17,50 17,50 17,50

Surface d'un clarificateur A m² 241 241 241 241 241

Profondeur 2/3 R choisie w m 3,50 3,50 3,50 3,50 3,50

Inclinaison du fond du bassin IS 0,02 0,02 0,02 0,02 0,02

Profondeur d'eau à la périphérie hpér m 3,38 3,38 3,38 3,38 3,38h per =w-1/3*I s *D

Profondeur d'eau intérieure hinter m 3,73 3,73 3,73 3,73 3,73h inter =w+2/3*l s *D

Profondeur d'eau au milieu hm m 3,56 3,56 3,56 3,56 3,56h m =(h per +h inter )/2

Volume d'un bassin Vunit m³ 856 856 856 856 856V unitaire =hm *A

Volume totale Vtot m³ 856 856 856 856 856

Verifications

Charge surfacique, temps sec qAexist m/h 0,5 0,6 0,7 0,8 1,0q Aexist = Q/A exist

Charge surfacique, temps pluv. qAexist m/h 1,0 1,2 1,5 1,7 2,0

Temps de séjour temps sec ts h 7,1 6,1 5,0 4,3 3,7t s =V /Q




Variante 3a : Lits bactériens (avec digestion)Proje t: STEP IM INTANOUT

No. du Proje t: 11799 - C 70

Dimensionnement de: Epaississeur des boues brutes

Dimensionnement se lon:

n n+5 n+10 n+15 n+20


DONNEES DE BASE

Masses de dimensionnement

BP: Matière solide boues prim aires MBP to t kg MS/j 450 550 700 800 950

BE: Matière solide boues en excès MBE to t kg MS/j 570 641 784 998 1 140

Matière so lide boues totales MBtot kg MS/j 1 020 1 191 1 484 1 798 2 090

Boues pour épa ississeurs pro jetés MBproj kg MS/j 1 020 1 191 1 484 1 798 2 090=M Btot -M b épaississeur existante

Teuneur en eau en amont de l'épaississeur (boues primaires et en excès)

Boue primaire : % eau wBP 1 % 97,5% 97,5% 97,5% 97,5% 97,5%

Boue primaire : % matière solide MSBP1 % 2,5% 2,5% 2,5% 2,5% 2,5%

Boue en excès : % eau wBE 1 % 96,0% 96,0% 96,0% 96,0% 96,0%

Boue en excès : % matière solide MSBE1 % 4,0% 4,0% 4,0% 4,0% 4,0%

Volumes de boue en amont de l'épaississeur

BP: Volume des boues primaires VBP1 to t m³/j 18 22 28 32 38

BE: Volume des boues en excès VBE1 to t m³/j 14 16 20 25 29

Volume des boues to ta l VB1 to t m³/j 32 38 48 57 66

Teneur en eau en amont de l'épaississeur (boues totales)

Boues tot.: conc. matière solide MS1 kg/m ³ 32 31 31 32 31

Boues tot.: % m atière solide MS1 % 3,16% 3,13% 3,12% 3,16% 3,14%

Boues tot.: % en eau w1 % 96,8% 96,9% 96,9% 96,8% 96,9%

DIMENSIONNEMENT


Temps de séjour boues "brutes" tS j 2 ,50 2,50 2,50 2,50 2,50

Dimensionnement

Volume pro jeté requ is V projreq m³ 81 95 119 142 166V projreq =VB 1pro j *t s

Volume to ta l requis V to treq m³ 81 95 119 142 166

Dimensions choisies

Nombre d 'épa ississeurs chois i n - 1 1 1 1 1

Diamètre cho is i d1 m 8,50 8,50 8,50 8,50 8,50

Profondeur P1 P 1 m 0,50 0,50 0,50 0,50 0,50

Profondeur P2 P 2 m 0,50 0,50 0,50 0,50 0,50

Profondeur P3 choisi P 3 m 1,50 1,50 1,50 1,50 1,50

Profondeur P4 P 4 m 0,50 0,50 0,50 0,50 0,50

Profondeur P P m 3,00 3,00 3,00 3,00 3,00P=P1+P2+P3+P4

Surface d 'un épaississeur A unit m² 57 57 57 57 57

Surface des épaississeurs pro jetés A proj m² 57 57 57 57 57A proj =n*A unit

Volume d'un épaississeur V unit m³ 170 170 170 170 170

Volume des épaississeurs proje tés V proj m³ 170 170 170 170 170V proj =n*V unit

Volume to ta l V to t m³ 170 170 170 170 170V tot =V pro j +V exist

Vérifications

Temps de séjour boues "bruts" ts j 5,3 4,5 3,6 3,0 2,6t rojs =V tot /VB1 proj

Temps de séjour boues épaissis ts j 6,7 5,7 4,6 3,8 3,3t rojs =V tot /VB2 proj

Teneur en eau en aval de l'épaississeur% en eau en aval épa ississeur w 2 % 96,0% 96,0% 96,0% 96,0% 96,0%% en matiè re solide en ava l MS2 % 4,0% 4,0% 4,0% 4,0% 4,0%

Volume en aval des épaississeurs

Volume des boues en aval épais.proj. VB2proj m³/j 26 30 37 45 52VB 2proj =V 1proj (1-w 1 )/(1-w 2 )





Dimensionnement de: Digesteur

Dimensionnement selon:

n n+5 n+10 n+15 n+20


DONNEES DE BASE

Volumes et matière organique en amont de Digesteur

Volume des boues totales VB2tot m³/j 26 30 37 45 52

Volume des boues projeté VB2proj m³/j 26 30 37 45 52VB 2proj =VB2 tot -VB2 exist

Matière solide en amont MB2 kg MS/j 1 020 1 191 1 484 1 798 2 090MB2=MB1

Contenue en matière organique oMS2 % 67,0% 67,0% 67,0% 67,0% 67,0%

Matière organique en amont oMS2 kg oMS/j 683 798 994 1 204 1 400

DIMENSIONNEMENT


Température T °C 35-37 35-37 35-37 35-37 35-37


Dimensionnement

Volume projeté requis Vprojreq m³ 510 596 742 899 1 045V projreq=VB 1proj *t s

Volume total requis Vtotreq m³ 510 596 742 899 1 045

Dimensions choisies

Nombre de digesteur choisi n - 1 1 1 1 1

Volume d'un digesteur choisi Vunit m³ 1 050 1 050 1 050 1 050 1 050

Volume des digesteurs projetés Vproj m³ 1 050 1 050 1 050 1 050 1 050V proj =n*V unit


Vérifications

Temps de séjour ts j 41,2 35,3 28,3 23,4 20,1t rojs =V tot /VB 2proj

Contenue en matière organique en aval du digesteur

Réduction de la matière organique oMS3 % 50,0% 50,0% 50,0% 50,0% 50,0%

Matière organique en aval oMS3 kg oMS/j 342 399 497 602 700

Matière solide en aval MS3 kg MS/j 678 792 987 1 195 1 390

Volume en aval (constante) VB3 m³/j 26 30 37 45 52VB3=VB2

Contenue en matière solide en aval MS3 kg MS/m³ 27 27 27 27 27

Contenue en matière solide en aval MS3 % 2,7% 2,7% 2,7% 2,7% 2,7%





Dimensionnement de: Epaississeur des boues digérées


n n+5 n+10 n+15 n+20


DONNEES DE BASE

Masses en amont de l'épaississeur

Matière solide boues totales MS3 kg MS/j 678 792 987 1 195 1 390

Boues pour épaississeurs projetés MS3 proj kg MS/j 678 792 987 1 195 1 390=M Btot -M b épaississeur existante

Volumes en amont de l'épaississeur

Volume des boues total VB3tot m³/j 26 30 37 45 52

Volume des boues projeté VB3proj m³/j 26 30 37 45 52

Contenue en eau en amont de l'épaississeur

Contenue matières solides en amont épaississeur

MS3 kg/m³ 27 27 27 27 27

% en matières solides en amont épaississeur MS3 % 2,66% 2,66% 2,66% 2,66% 2,66%

% en eau en amont épaississeur w3 % 97,3% 97,3% 97,3% 97,3% 97,3%

DIMENSIONNEMENT


Temps de séjour boues "brutes" tS j 3,00 3,00 3,00 3,00 3,00

Dimensionnement

Volume projeté requis Vprojreq m³ 76 89 111 135 157V projreq =VB 1proj *t s

Volume total requis Vtotreq m³ 76 89 111 135 157

Dimensions choisies

Nombre d'épaississeurs choisi n - 1 1 1 1 1

Diamètre choisi d1 m 8,50 8,50 8,50 8,50 8,50

Profondeur P1 P1 m 0,50 0,50 0,50 0,50 0,50

Profondeur P2 P2 m 0,50 0,50 0,50 0,50 0,50

Profondeur P3 choisie P3 m 1,50 1,50 1,50 1,50 1,50

Profondeur P4 P4 m 0,50 0,50 0,50 0,50 0,50


Surface d'un épaississeur Aunit m² 57 57 57 57 57

Surface des épaississeurs projetés Aproj m² 57 57 57 57 57A proj =n*A unit

Volume d'un épaississeur Vunit m³ 170 170 170 170 170

Volume des épaississeurs projetés Vproj m³ 170 170 170 170 170V proj =n*V unit

Volume total Vtot m³ 170 170 170 170 170V tot =V proj +V exist

Vérifications

Temps de séjour boues "brutes" ts j 6,7 5,7 4,6 3,8 3,3t rojs =V tot /VB3 proj

Temps de séjour ts j 7,5 6,4 5,2 4,3 3,7t rojs =V tot /VB4 proj

% en eau en aval de l'épaississeur

% en eau en aval épaississeur w4 % 97,0% 97,0% 97,0% 97,0% 97,0%

% en matière solide en aval MS4 % 3,0% 3,0% 3,0% 3,0% 3,0%

Volume des boues en aval des épaississeurs

Volume des boues en aval épais.proj. VB4proj m³/j 23 26 33 40 46VB4 proj =VB3 proj (1-w 3 )/(1-w 4 )

Volume des boues en aval total VB4tot m³/j 23 26 33 40 46=VB4 éproj +VB4 épaississeur existante





Dimensionnement de: Lits de séchage


n n+5 n+10 n+15 n+20


DONNEES DE BASE

Volume des boues

Boues à sécher totales VB4tot m³/j 23 26 33 40 46

% en eau boues épaissies w4 % 97,0% 97,0% 97,0% 97,0% 97,0%

% en MS boues épaissies MS4 % 3,0% 3,0% 3,0% 3,0% 3,0%

kg MS/m³ 30 30 30 30 30

DIMENSIONNEMENT





kg MS/m³ 350 350 350 350 350



Volume projeté requis Vprojreq m³ 475 555 691 837 973V projreq=VB 2proj *t s


Dimensions choisis


Longueur L m 35,00 35,00 35,00 35,00 35,00

Largeur B m 5,00 5,00 5,00 5,00 5,00

Profondeur P m 0,40 0,40 0,40 0,40 0,40


Volume projeté Vproj m³ 980 980 980 980 980V proj =n*V unit





Volume des boues sèches

Volume boues sèches VB5proj m³/j 1,94 2,26 2,82 3,42 3,97VB5 proj=VB4 proj *MS4/MS5

Volume des boues sèches total VB5tot m³/j 1,94 2,26 2,82 3,42 3,97VB5 tot =VB5 proj +VB5 exist

Temps de séjour existant tS j 43,3 37,1 29,8 24,6 21,2t s =V proj /VB 2proj



Variante 3b : Lits bactériens (avec bassin anaérobie )Projet: STEP IMINTANOUT


Dimensionnement de: Bassins anaérobies pour stabilisation des boues

Dimensionnement bassins anaérobies: Selon Volume de stockage/stabilisation des boues et charge hydraulique



DONNEES DE BASE

Population + EH EH 26 000 29 000 34 000 42 000 46 000



Charges

DBO5 kg/j 800 900 1 100 1 400 1 600

CDO kg/j 1 500 1 800 2 200 2 600 3 100

MES kg/j 900 1 100 1 400 1 600 1 900

N kg/j 140 160 200 230 260

Ptot kg/j 50 60 70 80 90


DBO5 mg/l 571 529 550 583 552

CDO mg/l 1 071 1 059 1 100 1 083 1 069

MES mg/l 643 647 700 667 655

NTK mg/l 100 94 100 96 90

Ptot mg/l 36 35 35 33 31

BASSINS DE DECANTATION/STABILISATION

Volume de stabilisation des boues

Volume requis

Boues primaires

Production specifique de boues dans bassin décantation

b l/EH/an 38 38 38 38 38

Interval de currage n x/an 2 2 2 2 2

Production specifique par currage b/n l/EH 19 19 19 19 19

Volume requis Vtotreq m³ 494 551 646 798 874V req =b*EH/n

Boues en excés (clarificateur)

Matière solide boues en excès MSB kg MS/j 570 641 784 998 1 140

Boue en excès : % eau MS % 96,0% 96,0% 96,0% 96,0% 96,0%

Boue en excès : % matière solide MSBE1 % 4,0% 4,0% 4,0% 4,0% 4,0%

Volume des boues en excès VBE1tot m³/j 14 16 20 25 29

Boue en excès décantée: % eau wBE1 % 90,0% 90,0% 90,0% 90,0% 90,0%

Boue en excès décantée : % matière solide MSBE1 % 10,0% 10,0% 10,0% 10,0% 10,0%

Volume des boues en excès décantées VBE1tot m³/j 6 6 8 10 11

Volume requis pour boues en excès (clarif) Vtotreq m³ 1 040 1 170 1 430 1 820 2 081

Volume total requis pour stockage des boues Vtotreq m³ 1 534 1 721 2 076 2 618 2 955

Volume de Décantation


Temps de séjour tSmin j 0,5 0,5 0,5 0,5 0,5

Volume requis

Volume requis Vtotreq m³ 700 850 1 000 1 200 1 450V req =DBO 5 /C vmax

Volume total des bassins requis Vtotreq m³ 2 234 2 571 3 076 3 818 4 405

Dimensions choisies

Profondeur moyenne choisie P m 4,0 4,0 4,0 4,0 4,0

Surface totale requise AAN,totreq m² 559 643 769 955 1 101A ANtotreq =V totreq /P ha 0,06 0,06 0,08 0,10 0,11

Nombre de bassins nobas 2 2 2 2 2

Surface requise d'un bassin AAN,unitreq m² 279 321 385 477 551A ANunitreq =A ANtotreq /(no fil *no bas )

Longueur choisie m 28,0 28,0 28,0 28,0 28,0

Largeur choisie m 20,0 20,0 20,0 20,0 20,0

Surface d'un bassin choisie AAN,unit m² 560 560 560 560 560

Surface totale AAN,tot m² 1 120 1 120 1 120 1 120 1 120

Volume total VAN,tot m³ 4 480 4 480 4 480 4 480 4 480





Dimensionnement de: Lits bactériens

Dimensionnement selon: Metcalf & Eddy, 2004

n n+5 n+10 n+15 n+20


DONNEES DE BASE






DBO5 total DBO 5tot kg/j 600 675 825 1 050 1 200

Charge DBO 5 bassin projetée DBO 5proj kg/j 600 675 825 1 050 1 200

DCO total DCO kg/j 1 125 1 350 1 650 1 950 2 325

MES total MES kg/j 450 550 700 800 950


DBO5 mg/l 429 397 413 438 414

DCO mg/l 804 794 825 813 802

MS mg/l 321 324 350 333 328

DIMENSIONNEMENT


DBO5 mg/l 100 100 100 100 100

CDO mg/l 200 200 200 200 200

MES mg/l 100 100 100 100 100


Charge hydraulique q l/(m ²*s) 0,1-0,9 0,1-0,9 0,1-0,9 0,1-0,9 0,1-0,9

Charge volum ique, environ CV kg DBO5/(m ³*j) 0,6-3,2 0,6-3,2 0,6-3,2 0,6-3,2 0,6-3,2

Montant d'humidification m in. qh l/(m ²*s) 0,50 0,50 0,50 0,50 0,50


Surface spécifique As m²/m ³ 90 90 90 90 90

Hauteur de remplissage standardisée D1 m 6,1 6,1 6,1 6,1 6,1

Coeffic ient de remplissage n 0,50 0,50 0,50 0,50 0,50

No. des bras du sprinkler no.bras 2 2 2 2 2

DBO5 standardisé S1 g DBO5/m ³ 150 150 150 150 150

No. des lits bactériens no. 2 2 2 2 2

Hauteur de remplissage choisie

Hauteur de remplissage D2 m 4,0 4,0 4,0 4,0 4,0

Dimensionnement du kT standardisé


k 2 =k 1 *(D 1 /D 2 )0,5

*(S 1 /S 2 )0,5

Correction de température kT 0,12 0,13 0,12 0,12 0,12

k t =k 2 *(1,035)T-20

Dimensionnement des lits bactériens

Charge hydraulique q l/(m ²*s) 0,11 0,14 0,12 0,11 0,12

S e /S 0 =e (-kD/q^n) m³/(m ²*j) 0,41 0,49 0,45 0,39 0,44

Surface requise A req m² 143 145 187 258 273Areq=Q/q

Volume rempli V rem m³ 574 580 748 1 033 1 093V=A*D 2

Surface unitaire Au m² 72 72 94 129 137A u =A req /no

Diamètre requis d req m 9,6 9,6 10,9 12,8 13,2

d=(4Au/pi)0,5

Diamètre choisi d m 13,5 13,5 13,5 13,5 13,5

Surface totale choisie 286 286 286 286 286

Volume total rempli 1 145 1 145 1 145 1 145 1 145

Charge volum ique CV kg DBO5/(m ³*j) 0,5 0,6 0,7 0,9 1,0Cv=Q*S 0 /V

Dimensionnement du taux de recirculation





Dimensionnement de: Clarificateurs

Dimensionnement selon: Capacité hydraulique

n n+5 n+10 n+15 n+20


DONNEES DE BASE

Débits de dimensionnement

Débit de pointe temps sec Qph m³/h 120 140 170 200 230


DIMENSIONNEMENT


Temps de séjour temps sec ts h 2,5 2,5 2,5 2,5 2,5


Charge surfacique, temps sec qA m³/(m²*h) 1,0 1,0 1,0 1,0 1,0


Nombre des bassins choisi n 1 1 1 1 1

Q par bassin Q m³/h 120 140 170 200 230Q=Qmoy /n

Surface de bassin requise Arequnit m² 120 140 170 200 230A unit =Q moy /q A

Diamètre du bassin requis D m 12,4 13,4 14,7 16,0 17,1

D = (4*A/ )0,5

Dimensions choisies/existantes

Diamètre choisi D m 17,50 17,50 17,50 17,50 17,50

Surface d'un clarificateur A m² 241 241 241 241 241

Profondeur 2/3 R choisie w m 3,50 3,50 3,50 3,50 3,50

Inclinaison du fond du bassin IS 0,02 0,02 0,02 0,02 0,02

Profondeur d'eau à la périphérie hpér m 3,38 3,38 3,38 3,38 3,38h per=w-1/3*I s *D

Profondeur d'eau intérieure hinter m 3,73 3,73 3,73 3,73 3,73h inter =w+2/3*l s *D

Profondeur d'eau au milieu hm m 3,56 3,56 3,56 3,56 3,56h m =(h per+h inter )/2

Volume d'un bassin Vunit m³ 856 856 856 856 856V unitaire =hm *A

Volume totale Vtot m³ 856 856 856 856 856

Verifications

Charge surfacique, temps sec qAexist m/h 0,5 0,6 0,7 0,8 1,0q Aexist = Q/A exist

Charge surfacique, temps pluv. qAexist m/h 1,0 1,2 1,5 1,7 2,0

Temps de séjour temps sec ts h 7,1 6,1 5,0 4,3 3,7t s =V /Q








n n+5 n+10 n+15 n+20


Population + EH EH 26 000 29 000 34 000 42 000 46 000

LITS DE SECHAGE POUR BASSIN ANAEROBIEProduction des boues dans la lagunage anaérobie

Volume des boues V1B m³ 1 534 1 721 2 076 2 618 2 955





kg MS/m³ 350 350 350 350 350


tS sem 3,0 3,0 3,0 3,0 3,0


Volume à sécher m³ 1534 1721 2076 2618 2955


Dimensions choisies


Longueur L m 35,00 35,00 35,00 35,00 35,00

Largeur B m 5,00 5,00 5,00 5,00 5,00

Profondeur P m 0,40 0,40 0,40 0,40 0,40








Variante 4: Aération prolongéeProjet: STEP IMINTANOUT


Dimensionnement de: Bassins d'aération

Dimensionnement selon: ATV-DVWK A 131

n n+5 n+10 n+15 n+20


DONNEES DE BASE



Débit de pointe temps pluvieux total Qmaxtot m³/h 250 290 350 410 480

DBO5 total DBO 5tot kg/j 800 900 1 100 1 400 1 600

Charge DBO5 bassins projetées DBO 5proj kg/j 800 900 1 100 1 400 1 600=C DBO5tot -C DBO5 c larificateur existant

CDO total CDO kg/j 1 500 1 800 2 200 2 600 3 100

MES total MES kg/j 900 1 100 1 400 1 600 1 900


DBO5 mg/l 571 529 550 583 552

CDO mg/l 1 071 1 059 1 100 1 083 1 069

MES mg/l 643 647 700 667 655

DIMENSIONNEMENT


DBO5 mg/l 30 30 30 30 30

CDO mg/l 60 60 60 60 60

MES mg/l 25 25 25 25 25


Teneur en MS du bassin d 'aération MSBA kg MS/m ³ 4,50 4,50 4,50 4,50 4,50

Teneur en MS boue en retour MSBR kg MS/m ³ 8,82 8,82 8,82 8,82 8,82

Charge massique Cm kg DBO 5/(kg MS*j) 0,07 0,07 0,07 0,07 0,07

Charge volum ique C v kg DBO 5/(j*m ³) 0,32 0,32 0,32 0,32 0,32C v =MS BA *C m

Âge des boues m inimal tb j 20 20 20 20 20

Production des boues

Facteur F F - 0,89 0,89 0,89 0,89 0,89

F=1,072(T-15)

Taux de production des boues biologique bbio g MS/g DBO 5 0,96 1,02 1,05 0,97 0,99b bio =0,6*(MS/DBO 5 +1)-(0,072*0,6*F)/(1/t b +0,08*F)

Taux production boues bio, choisi g MS/g DBO 5 0,96 1,02 1,05 0,97 0,99

Production des boues en excès QBproj kg MS/j 766 914 1 150 1 355 1 591Q Bproj =DBO 5proj *b bio


Volume BA requis VBAtotreq m³ 3 403 4 062 5 112 6 022 7 073V totreq =Q B *t S /MS BA

Volume BA requis VBAtotreq m³ 3 403 4 062 5 112 6 022 7 073

Dimensions choisies

Extension voie 1

Nombre bassin, extension voie 1 n - 1 1 1 1 1

Profondeur moyenne bassin 1 P m 4,0 4,0 4,0 4,0 4,0

Longueur choisie bassin 1 L m 60,0 60,0 60,0 60,0 60,0

Largeur chois ie bassin 1 B m 30,0 30,0 30,0 30,0 30,0

Volumes

Volume projeté VBAproj m³ 7 200 7 200 7 200 7 200 7 200V BAproj =n*V BAproj

Volume total VBAtot m³ 7 200 7 200 7 200 7 200 7 200V BAtot =V BAproj +V BAexist

Âge des boues

Âge des boues tB j 42,3 35,5 28,2 23,9 20,4t B =V BAproj *MS BA /Q B

Temps de séjour à Qmax tS j 28,8 24,8 20,6 17,6 15,0t s =V BAproj /Q*24

Vérifications

Charge massique Cm kg DBO 5/(kg MS*j) 0,02 0,03 0,03 0,04 0,05



Variante 4: Aération pro longéeProjet: STEP IM INTANOUT

No. du Pro je t: 11799 - C 70

Dimensionnement de: C larificateurs

Dimensionnement se lon: ATV-DVW K A 131

n n+5 n+10 n+15 n+20

Horizon du pro je t a 2010 2015 2020 2025 2030

DONNEES DE BASE

Débits de dim ensionnement

Débit de po inte de temps p luvieux to ta l Qmaxtot m³/h 250 290 350 410 480

Qmax à tra iter par les bassins à exam iner Qmax m³/h 250 290 350 410 480=Q maxtot -Q max c larifica teur exis tant

DIMENSIONNEMENT

Critères de dim ensionnement

Teneur en MS du bass in d 'aération MSBA kg MS /m ³ 4,50 4,50 4,50 4,50 4,50

Ind ice de boue maximal (Mohlmann) IVBmax l/kg 100 100 100 100 100

Temps de concentration tc h 2,00 2,00 2,00 2,00 2,00

Volume de charge de boues qVBm l/(m ²*h) 450 450 450 450 450

Coeffic ien t de perte systèm e de raclage

- Râcleur de boues cR 0,7 0,7 0,7 0,7 0,7

- Aspira teur de boues cA 0,6 0,6 0,6 0,6 0,6

Coeffic ien t de perte choisi c 0,7 0,7 0,7 0,7 0,7

Valeur de concentration C l/m ³ 1 100 1 100 1 100 1 100 1 100C=300*t C +500

Teneurs en m atière sèche

MS au fond du bassin MS FB kg/m ³ 12,60 12,60 12,60 12,60 12,60

MS FB =1000/IVB*t c1/3

MS en boues re tou r MSBR kg/m ³ 8,82 8,82 8,82 8,82 8,82MS BR =c R *MS FB

Taux de réc ircu la tion R - 1,04 1,04 1,04 1,04 1,04R = MS BA /(MS BR -MS BA )

Débit de rec ircu la tion Q BR m³/h 260 302 365 427 500Q BR =R*Q max

Dimensionnement de la superfic ie

Volume de boues de compara ison VSV m l/l 450 450 450 450 450V Sv =ISV*MES BA

Charge surfac ique max qAmax m /h 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00q A =q VBm /V Sv

Nombre des bass ins choisi n 1 1 1 1 1

Q par bassin Q m ³/h 250 290 350 410 480Q=Q max /n

Surface d 'un bass in requise A requnit m² 250 290 350 410 480A unit =Q max /q A

Diamètre du bass in requis D m 17,8 19,2 21,1 22,8 24,7

D = (4*A / )0,5

Dimensions choisis/existants

Diamètre chois i D m 28,00 28,00 28,00 28,00 28,00

Surface d 'un cla rificateur A m ² 616 616 616 616 616

Charge de surface exis tant qAexist m /h 0,41 0,47 0,57 0,67 0,78q Aexis t = Q /A exis t

Volume de charge de boues qVBexist l/(m ²*h) 183 212 256 300 351q VBexis t = V sv *q A

Profondeur du clarificateur requise

Zone d 'eau clarifiée choisie P1 m 0,50 0,50 0,50 0,50 0,50

Zone de sépara tion P2 m 0,75 0,87 1,06 1,24 1,45P 2 = 0,5*q A *(1+R)/(1-V SV /1000)

Zone de s tockage P3 m 0,34 0,39 0,47 0,55 0,64P 3 = 0,45*q Vb *(1+R)/500

Zone d 'épaississement/évacuation P4 m 0,68 0,79 0,95 1,11 1,30P 4 = q VB *(1+R)*t E /C

Profondeur to ta l P m 2,27 2,55 2,97 3,40 3,89P=P1+P2+P3+P4

Profondeur 2 /3 R chois ie w m 3,90 3,90 3,90 3,90 3,90

Volume d 'un bassin





Dimensionnement de: Epaississeur des boues brutes


n n+5 n+10 n+15 n+20


DONNEES DE BASE


Débit Qboue total QBtot kg MS/j 766 914 1 150 1 355 1 591

Boues pour épaississeurs projetés QBproj kg MS/j 766 914 1 150 1 355 1 591=Q Btot -Q b épaississeur existante

Teneur en eau en amont épaississeur w1 % 99,1% 99,1% 99,1% 99,1% 99,1%

Volume des boues projeté VB1proj m³/j 87 104 130 154 180VB 1proj =Q bproj /(1-w 1 )

DIMENSIONNEMENT



Dimensionnement

Volume projeté requis Vprojreq m³ 260 311 391 461 541V projreq=VB 1proj *t s

Dimensions choisies

Nombre d'épaississeurs choisi n - 2 2 2 2 2

Diamètre choisi d1 m 11,00 11,00 11,00 11,00 11,00

Profondeur P1 P1 m 0,50 0,50 0,50 0,50 0,50

Profondeur P2 P2 m 0,50 0,50 0,50 0,50 0,50

Profondeur P3 choisi P3 m 1,50 1,50 1,50 1,50 1,50

Profondeur P4 P4 m 0,50 0,50 0,50 0,50 0,50


Surface d'un épaississeur Aunit m² 95 95 95 95 95

Surface des épaississeurs projetés Aproj m² 190 190 190 190 190A proj =n*A unit

Volume d'un épaississeur Vunit m³ 285 285 285 285 285

Volume des épaississeurs projetés Vproj m³ 570 570 570 570 570V proj =n*V unit


Vérifications

Temps de séjour boues brutes ts j 6,6 5,5 4,4 3,7 3,2t rojs =V tot /VB 2proj

Temps de séjour boues épaissies ts j 22,3 18,7 14,9 12,6 10,7t rojs =V tot /VB 2proj

Volume des boues épaissies

Teneur en eau après l'épaississeur w2 % 97% 97% 97% 97% 97%

Volume des boues pour épais.proj. VB2proj m³/j 26 30 38 45 53VB 2proj =V 1proj (1-w 1 )/(1-w 2 )

Volume des boues épaissies totales VB2tot m³/j 26 30 38 45 53=VB 2éproj +VB 2épaississeur existante







n n+5 n+10 n+15 n+20


DONNEES DE BASE

Volume des boues

Boues à sécher totales VB2tot m³/j 26 30 38 45 53

Boues à sécher lits projetés VB2proj m³/j 26 30 38 45 53=VB 2tot -VB litsexistante

Teneur en eau boues épaissies w2 % 97,0% 97,0% 97,0% 97,0% 97,0%

Teneur en MS boues épaissies MS2 % 3,0% 3,0% 3,0% 3,0% 3,0%

kg MS/m³ 30 30 30 30 30

DIMENSIONNEMENT



% d'eau après séchage w3 % 65,0% 65,0% 65,0% 65,0% 65,0%

% de MS après séchage MS3 % 35,0% 35,0% 35,0% 35,0% 35,0%

kg MS/m³ 350 350 350 350 350



Volume projeté requis Vprojreq m³ 536 640 805 948 1 114V projreq=VB 2proj *t s


Surface existante Aexist m²

Dimensions choisis


Longueur L m 35,00 35,00 35,00 35,00 35,00

Largueur B m 5,00 5,00 5,00 5,00 5,00

Profondeur P m 0,40 0,40 0,40 0,40 0,40



Volume total Vtot m³ 1 120 1 120 1 120 1 120 1 120V tot =V proj+V exist




Volume des boues sèches

Volume boues sèches lits proj. VB3proj m³/j 2,19 2,61 3,29 3,87 4,55VB 3proj =VB 2proj *MS 2 /MS 3

Volume des boues sèches total VB3tot m³/j 2,19 2,61 3,29 3,87 4,55VB 3tot =VB 3proj+VB 3exist

Temps de séjour existant tS j 43,9 36,8 29,2 24,8 21,1t s =V proj /VB 2proj



Annexe 10 :

Coût d’investissement des variantes d’épuration

Variante 1 (Lagunage naturel): Détermination des coûts d'investissementProjet: STEP IMINTANOUTNo. du Projet: 11799 - C 70

Total

Unité Quantité Volume UnitaireVolume total

Prix unitaire Prix total Quantité Prix unitaire Prix total Prix total

environ!!! DH (H.T) DH (H.T) DH (H.T) DH (H.T) DH (H.T)

1 Installation de chantier1.1 Installation, repliement,

topographie, géotechnique, aménagement du site etc. Fft. 1 1 1 500 000 1 500 000Total instal. de chantier 1 500 000 0 1 500 000

2 Prétraitement2.1 Dégrillage Fft. 1 86 400 86 400 1 196 800 196 800

Total prétraitement 86 400 196 800 283 200

3 Bassins anaérobies3.1 Déblais en masse (< 3,0 m) m³ 1 7 200 7 200 60 432 0003.2 Construction du corps de digues m³ 1 5 040 5 040 80 403 2003.3 Géomembrane (y inclus lit de

sable) m² 1 3 744 3 744 65 243 360Total bassins aérés 1 078 560 0 1 078 560

4 Bassins facultatifs4.1 Déblais en masse (< 1,0 m) m³ 1 64 800 64 800 60 3 888 0004.2 Construction du corps de digues m³ 1 45 360 45 360 80 3 628 8004.3 Géomembrane (y inclus lit de

sable) m² 1 84 240 84 240 65 5 475 600Total bassins aérés 12 992 400 0 12 992 400

5 Auxilliaires5.1 Bâtiments, clôture, ouvrage de

sortie… Fft. 1 1 1 600 000 600 000 1 1 000 000 1 000 000Total auxilliaires 600 000 1 000 000 1 600 000

6 Tuyauterie etc.6.1 Conduites de repartition et

tuyauterie entre les ouvrages (y compris les ouvrages annexes ) ml 1 500 500 1 500 750 000Total tuyauterie 750 000 0 750 000

7 Evacuation des boues7.1 Tuyauterie et installations ml 1 700 700 1 200 840 000 1 80 000 80 0007.3 Lits de séchage m³ 1 3 500 3 500 500 1 750 000 3 500 150 525 000

Total boues 2 590 000 605 000 3 195 000

8 Aménagements divers8.1 Ligne électrique ml 1 1 000 1 000 200 200 000 1 200 000 200 0008.2 Eclairage no 10 10 000 100 0008.3 Alimentation en eau potable ml 1 1 000 1 000 100 100 0008.4 Piste d'accès ml 1 1 000 1 000 400 400 0008.5 Pistes entre les ouvrages ml 1 1 200 1 200 400 480 000

Total aménagement divers Fft. 1 180 000 300 000 1 480 000

9 Acquisition du terrain9.1 Acquisition du terrain m² 1 80 000 80 000 20 1 600 000

Total acquisition du terrain 1 600 000 0 1 600 000

10 Equipement mobile10.1 Tracteur avec pelle chargeuse Fft. 1 0 360 000

Total equipement mobile 0 360 000 360 000

Sous Total 22 377 360 2 461 800 24 839 160

Imprévus Fft. 1 +15% 3 356 604 +15% 369 270 3 725 874

Total Hors taxes 25 733 964 0 0 2 831 070 28 565 034

EquipementGénie civil



Variante 2 (Lagunage aéré): Détermination des coûts d'investissementProjet: STEP IMINTANOUTNo. du Projet: 11799 - C 70

Total


Prix unitaire Prix total Quantité Prix unitaire Prix total Prix total



topographie, géotechnique, aménagement du site etc. Fft. 1 1 1 000 000 1 000 000Total instal. de chantier 1 000 000 0 1 000 000

2 Prétraitement2.1 Dégrillage Fft. 1 86 400 86 400 1 196 800 196 8002.2 Déssableur Fft. 1 110 400 110 400 1 768 000 768 000

Total prétraitement 196 800 964 800 1 161 600

3 Bassins aérés3.1 Déblais en masse (< 2,0 m) m³ 1 29 000 29 000 60 1 740 0003.2 Construction du corps de digues m³ 1 20 300 20 300 80 1 624 0003.3 Géomembrane (y inclus lit de

sable) m² 1 18 850 18 850 65 1 225 2503.4 Aérateurs 2 200 000

Total bassins aérés 4 589 250 2 200 000 6 789 250

4 Bassins décantation4.1 Déblais en masse (< 2 m) m³ 1 5 000 5 000 60 300 0004.2 Construction du corps de digues m³ 1 3 500 3 500 80 280 0004.3 Géomembrane m² 1 2 500 2 500 70 175 000

Total bassins aérés 755 000 0 755 000

5 Equipement électrique5.1 Equipement électrique Fft. 1 1 0 1 1 200 000 1 200 000

Total auxilliaires 0 1 200 000 1 200 000

6 Auxilliaires6.1 Bâtiments, clôture, ouvrage de

sortie… Fft. 1 1 1 600 000 600 000 1 1 000 000 1 000 000Total auxilliaires 600 000 1 000 000 1 600 000



8. Evacuation des boues8.1 Tuyauterie et installations ml 1 400 400 1 200 480 000 1 80 000 80 0008.2 Lits de séchage m³ 1 3 680 3 680 500 1 840 000 3 680 150 552 000

Total boues 2 320 000 632 000 2 952 000

9 Aménagements divers7.1 Ligne électrique ml 1 1 000 1 000 200 200 000 1 100 000 100 0007.2 Eclairage no 0 10 10 000 100 0007.3 Alimentation en eau potable ml 1 1 000 1 000 100 100 0007.4 Piste d'accès ml 1 1 000 1 000 400 400 0007.5 Pistes entre les ouvrages ml 1 1 200 1 200 400 480 000

Total aménagement divers Fft. 1 180 000 200 000 1 380 000

10 Acquisition du terrain10.1 Acquisition du terrain m² 1 1 30 000 20 600 000

Total acquisition du terrain 600 000 0 600 000

11 Equipement mobile11.1 Tracteur avec pelle chargeuse Fft. 1 0 360 000

Total equipement mobile 0 360 000 360 000

Sous Total 11 691 050 6 556 800 18 247 850

Imprévus Fft. 1 +15% 1 753 658 +15% 983 520 2 737 178




Variante 3a (Lits bactériens avec digestion) : Détermination des coûts d'investissementProjet: STEP IMINTANOUTNo. du Projet: 11799 - C 70

Total

Ouvrage Unité Quantité Prix unitaire Montant Quantité Prix unitaire Montant PrixDH HT DH HT DH HT DH HT DH HT

1 Dégrillage (fin et grossière, y inclus transport, compacteur, etc.)

Qmax m³/h 480 180 86 400 480 410 196 800 283 200

2 Dessableur/Déshuileur (y inclus classificateur, surpresseurs, etc.)

Qmax m³/h 480 230 110 400 480 1 600 768 000 878 400

3 Décanteur primaire V m³ 225 1 000 225 000 225 800 180 000 405 0004 Lits bactériens V m³ 1 145 1 000 1 145 000 1 145 1 300 1 488 500 2 633 5005 Clarificateurs V m³ 856 1 000 856 000 856 380 325 280 1 181 2806 Stations de pompage des eaux usées Q m³/h 1 800 220 396 000 1 800 700 1 260 000 1 656 0007 Stations de pompage des boues (boues en excès, boues épaissies)

EH EH 46 000 1 46 000 46 000 4 184 000 230 000

8 Epaississeurs V m³ 340 2 000 680 000 340 2 900 986 000 1 666 0009 Digesteur V m³ 950 1 200 1 140 000 950 2 600 2 470 000 3 610 000

10 Lits de séchage V m³ 980 500 490 000 980 150 147 000 637 00012 Auxiliaires (ouvrage d'entrée, ouvrage de

sortie, mesure de débit, echantilloneur, pieces de rechange, laboratoire, bâtiments d'exploitation, cloture, etc.)

EH EH 46 000 13 598 000 46 000 30 1 380 000 1 978 000

13 Partie electrique y inclus armoires, cablage et éclairage

EH EH 46 000 0 0 46 000 32 1 472 000 1 472 000

14 Tuyaux entre les ouvrages EH EH 46 000 10 460 000 46 000 0 0 460 00015 Aménagements extérieurs, revêtement etc. EH EH 46 000 15 690 000 46 000 0 0 690 000

16 Installation de chantier, topographie, géotechnique, assurances, etc.

Fft Fft 1 1 100 000 1 100 000 1 340 000 340 000 1 440 000

17 Equipement mobile (Tracteur avec pelle chargeuse)

Fft Fft 1 0 0 1 360 000 360 000 360 000

18 Piste d'accés L ml 1 000 400 400 000 1 000 0 0 400 00019 Acquisition du terrain A m² 30 000 20 600 000 30 000 0 0 600 000

Sous Total 9 022 800 11 557 580 20 580 380

Imprévus (+15%) 1 353 420 1 733 637 3 087 057

Total Hors taxes 10 376 220 13 291 217 23 667 437

Génie Civil EquipementCaractéristique principale

Variante 3 (Lits bactériens avec bassin anaérobie) : Détermination des coûts d'investissementProjet: STEP IMINTANOUTNo. du Projet: 11799 - C 70

Total



Qmax m³/h 480 180 86 400 480 410 196 800 283 200


Qmax m³/h 480 230 110 400 480 1 600 768 000 878 400

3 Bassin de stabilisation V m³ 4 480 135 604 800 4 480 0 0 604 8004 Système d'évacuation des boues Fft Fft 1 110 000 110 000 2 50 000 100 000 210 0005 Lits bactériens V m³ 1 145 1 000 1 145 000 1 145 1 300 1 488 500 2 633 5006 Clarificateurs V m³ 856 1 000 856 000 856 380 325 280 1 181 2807 Stations de pompage des eaux usées Q m³/h 1 800 220 396 000 1 800 700 1 260 000 1 656 0008 Stations de pompage des boues (boues en excès, )

EH EH 46 000 0,5 23 000 46 000 2 92 000 115 000

9 Epaississeurs V m³ 0 2 000 0 0 2 900 0 010 Digesteur V m³ 0 1 200 0 0 2 600 0 011 Lits de séchage V m³ 3 010 500 1 505 000 3 010 150 451 500 1 956 50013 Auxiliaires (ouvrage d'entrée, ouvrage de


EH EH 46 000 13 598 000 46 000 30 1 380 000 1 978 000


EH EH 46 000 0 0 46 000 32 1 472 000 1 472 000

15 Tuyaux entre les ouvrages EH EH 46 000 10 460 000 46 000 0 0 460 00016 Aménagements extérieurs, revêtement etc. EH EH 46 000 15 690 000 46 000 0 0 690 000


Fft Fft 1 1 100 000 1 100 000 1 340 000 340 000 1 440 000


Fft Fft 1 0 0 1 360 000 360 000 360 000


Sous Total 8 884 600 8 234 080 17 118 680

Imprévus (+15%) 1 332 690 1 235 112 2 567 802

Total Hors taxes 10 217 290 9 469 192 19 686 482




Variante 4 (Aération Prolongée): Détermination des coûts d'investissementProjet: STEP IMINTANOUTNo. du Projet: 11799 - C 70

Total



Qmax m³/h 480 180 86 400 480 410 196 800 283 200


Qmax m³/h 480 230 110 400 480 1 600 768 000 878 400

4 Bassins d’aération V m³ 7 200 800 5 760 000 7 200 320 2 304 000 8 064 0006 Clarificateurs V m³ 2 500 1 000 2 500 000 2 500 380 950 000 3 450 0007 Stations de pompage des eaux usées Q m³/h 0 220 0 0 700 0 08 Stations de pompage des boues (boues en retour, boues en excès, boues épaissies)

EH EH 46 000 1 46 000 46 000 4 184 000 230 000

9 Epaississeurs V m³ 570 2 000 1 140 000 570 2 900 1 653 000 2 793 00010 Digesteur V m³ 1 200 0 0 2 600 0 011 Lits de séchage V m³ 1 120 500 560 000 1 120 150 168 000 728 00012 Auxiliaires (ouvrage d'entrée, ouvrage de


EH EH 46 000 13 598 000 46 000 30 1 380 000 1 978 000


EH EH 46 000 0 0 46 000 45 2 070 000 2 070 000

14 Tuyaux entre les ouvrages EH EH 46 000 25 1 150 000 46 000 0 0 1 150 00015 Aménagements extérieurs, revêtement etc. EH EH 46 000 20 920 000 46 000 0 0 920 000


Fft Fft 1 1 100 000 1 100 000 1 340 000 340 000 1 440 000


Fft Fft 1 0 0 1 360 000 360 000 360 000


Sous Total 15 170 800 10 373 800 25 544 600

Imprévus (+15%) 2 275 620 1 556 070 3 831 690

Total Hors taxes 17 446 420 11 929 870 29 376 290


Module optionnel Bassin de maturation pour lagunage naturel: Détermination des coûts d'investissementProjet: STEP IMINTANOUTNo. du Projet: 11799 - C 70

Total


Prix unitaire Prix total Quantité Prix unitaire Prix Prix total



topographie, géotechnique etc. Fft. 1 1 100 000 100 000Total instal. de chantier 100 000 0 100 000

2 Bassins de maturation2.1 Déblais en masse (< 1,0 m) m³ 1 43 200 43 200 60 2 592 0002.2 Construction du corps de digues m³ 1 30 240 30 240 80 2 419 2002.3 Géomembrane (y inclus lit de

sable) m² 1 56 160 56 160 65 3 650 400Total bassins de maturation 8 661 600 0 8 661 600



4 Acquisition du terrain4.1 Acquisition du terrain m² 1 50 000 50 000 20 1 000 000

Total acquisition du terrain 1 000 000 0 1 000 000

Sous Total 10 136 600 0 10 136 600

Imprévus Fft. 1 +15% 1 520 490 +15% 0 1 520 490

Total Hors taxes 11 657 090 0 0 0 11 657 090


Ecole Nationale du Génie de l’Eau et de l’Environnement de Strasbourg

Mémoire de Fin d’Etudes de Mastère Spécialisé en « Management et Ingénierie des Services d’eau et d’assainissement (MISEA) »

Auteur : Youssef Babakhaye

Titre : Assainissement liquide de la ville de IMINTANOUT : amélioration du fonctionnement du réseau et choix du système d’épuration

Année de publication :2007

Nombre de volumes : 1 Nombre de pages : 118 Nombre de références biblio. : 9

Structure d’accueil : Phénixa IGIP

Résumé :

Dans le cadre du Plan national de l’assainissement liquide et d’Epuration des eaux usées, l’Office National d’Eau Potable (ONEP) a confie au groupement Phénixa IGIP l’étude d’assainissement liquide de la ville de Imintanout.

La ville d’Imintanout se situe au sud ouest du Maroc à 100 km de Marrakech, accessible à partir de la route nationale N°8.

Selon le recensement de 2004, la ville compte une population d’environ 17 000 habitants.

Le centre d’Imntanout dispose actuellement d’un réseau de collecte raccordant environ 90% de la population totale.

Plusieurs problèmes entravent le bon fonctionnement du réseau d’assainissement tel que : la présence des points noirs et l’insuffisance de la capacité hydraulique de certains collecteurs.

L’objectif de ce rapport est de réaliser une étude d’assainissement liquide au stade Avant Projet Sommaire pour améliorer le fonctionnement du système de collecte des eaux et de choisir le système d’épuration adéquat ;

En se basant sur les données collectées du terrain, nous avons identifié tous les points noirs avec les mesures de résorption. Aussi en utilisant le logiciel de modélisation Mike Urban, nous avons déterminé les insuffisances hydrauliques du réseau existant et dimensionné les extensions du réseau.

Afin de choisir le système de traitement le plus adéquat, nous avons établi le pré dimensionnement de cinq variantes, avec une comparaison technico-économique :

Variante 1 : Lagunage naturel

Variante 2 : Lagunage aéré

Variante 3a : Lits bactériens (avec digestion des boues)

Variante 3b : Lits bactériens (avec bassins anaérobies)

Variante 4 : Boues activées par aération prolongée

Mots clés : Imintanout, Assainissement, Epuration, Mike Urban

tfe_youssef_babakhaye_misea[1]

Documents