cours tres important d'hydraulique urbain.pdf

Définition
L’assainissement des agglomérations, au sens où l’entend ≪ l’instruction relative à
l’assainissement des agglomérations ≫ de 1977 a pour objet d’assurer l’évacuation de
l’ensemble des eaux pluviales et usées ainsi que leur rejet dans les exutoires naturels sous
des modes compatibles avec les exigences de la santé publique et de l’environnement.
Assainissement : aspect technique de
l’hydrologie urbaine.

Historique de l’Assainissement

Différentes Missions (= compétences) de l’assainissement et leurs questions
• 1) Collecte :
• Que faut-il collecter ? Eaux usées ? Ménagères ? Industrielles ? Eaux pluviales ?
• 2) Transport
• Fonction de ce que l’on collecte : quelle taille de canalisation ? Où amener les
eaux ? Gestion des flux ? Directement en rivière ? Dans les champs ? Ensemble ou
séparatif ?
• 3) Traitement
• Dépendant de la collecte : qu’a-t-on dans l’eau ? à traiter ? Matière organique, ok
? Douche => polluants cosmétiques (« Cosmét’eau ») ? Eaux ménagères = lessives
(phosphates) ? Produits d’entretien ? Peinture ??? Et eaux industrielles ?
• Dernière question : Quelle gestion/valorisation des déchets ? Sables ?
Boues ? Épandage ? Incinération ? Méthanisation ? (Changement
climatique)

Objectifs de développement durables (ONU)
4,5 milliards de personnes n’ont pas accès à un « assainissement correct »
(= ne pas retrouver de matières fécales dans son eau de boisson)
Objectif 6.2 :
« D’ici à 2030, assurer l’accès de tous, dans des conditions équitables, à des services
d’assainissement et d’hygiène adéquats et mettre fin à la défécation en plein air, en accordant
une attention particulière aux besoins des femmes et des filles et des personnes en situation
vulnérable. »

2. Système de collecte et d’évacuation
L’établissement d’un réseau d’assainissement d’une agglomération doit répondre à deux
préoccupations, a savoir :
2.1. SYSTEMES D’EVACUATION
❑ assurer une évacuation correcte des eaux pluviales de manière a empêcher la submersion des
zones urbanisées,
❑ assurer l’élimination des eaux usées ménagères et des eaux vannes.
Quatre systèmes d’évacuation sont susceptibles d’être mis en service, en application des
dispositions contenues dans l’instruction technique n° 77 284 du 22 juin 1977.
a) systèmes fondamentaux;
b) système pseudo-séparatif;
c) système composite.
d) systèmes spéciaux;

On distingue :
a) systèmes fondamentaux
- le système séparatif
Il consiste à réserver:
▪ un réseau à l’évacuation des eaux usées domestiques (eaux vannes et eaux ménagères) et
sous certaines réserves de certains effluents industriels
▪ alors que l’évacuation de toutes les eaux météoriques ( eaux pluviales ) est assurée par un
autre réseau.

Rivière
Station eau
potable
Agglomération
Agglomération
Le séparatif en temps de pluie : la théorie
Réseau
séparatif
(= + pluvial)
Station eau
potable
Station
d’épuration
Sans oublier accélération et concentration des écoulement => inondation
(ou nappes)

Rivière
Agglomération
Agglomération
Le séparatif en temps de pluie : la pratique
Mauvais
branchements
Station eau
potable
Pollution ?
Station
d’épuration
Station eau
potable
(ou nappes)

On distingue :
Il consiste à réserver
▪ un réseau à l’évacuation des eaux usées
domestiques (eaux vannes et eaux ménagères) et
sous certaines réserves de certains effluents
industriels
▪ alors que l’évacuation de toutes les eaux
météoriques ( eaux pluviales ) est assurée par un
autre réseau.
- le système unitaire
L’évacuation de l’ensemble des eaux usées et
pluviales est assurée par un seul réseau
généralement pourvu de déversoirs d’orages
permettant en cas d’orage le rejet direct, par
surverse, d’une partie des eaux dans le milieu
naturel.

Rivière
Station eau
potable
Agglomération
Station
d’épuration
Agglomération
Pour résumer : Unitaire en Temps Sec
Station eau
potable
Collecte
(des eaux usées)
Transport
(ou nappes)

Rivière
Station eau
potable
Agglomération
Agglomération
Pollution
Quand il pleut :
trop d’eau
=> Déversements
Sinon inondation
Pollution ?
Station eau
potable
Station
d’épuration
Pour résumer : Unitaire en Temps de pluie

On distingue :
Il consiste à réserver un réseau à l’évacuation des eaux usées
domestiques (eaux vannes et eaux ménagères) et sous
certaines réserves de certains effluents industriels alors que
l’évacuation de toutes les eaux météoriques ( eaux pluviales )
est assurée par un autre réseau.
- le système unitaire
L’évacuation de l’ensemble des eaux usées et pluviales est
assurée par un seul réseau généralement pourvu de déversoirs
d’orages permettant en cas d’orage le rejet direct, par surverse,
d’une partie des eaux dans le milieu naturel.
- le système mixte
On appelle communément système mixte, un réseau
constitue suivant les zones en partie d’un système
unitaire et d’un système séparatif.

b) système pseudo-séparatif
c) système composite
L’usage a prévalu de designer sous ce vocable des réseaux séparatifs ou le réseau d’eaux
usées peut recevoir certaines eaux pluviales provenant des propriétés riveraines.
C’est une variante du système séparatif qui prévoit, grâce à divers aménagements, une
dérivation partielle des eaux les plus polluées du réseau pluvial vers le réseau d’eaux usées en
vue de leur traitement.
d) systèmes spéciaux
- système sous pression sur la totalité du parcours
Le réseau fonctionne en charge de façon permanente sur la totalité du parcours.
- système sous dépression
Le transport de l’effluent s’effectue par mise des canalisations en dépression.

2.2. SCHEMAS TYPES DES RESEAUX D’EVACUATION
𝑅é𝑠𝑒𝑎𝑢 𝑑′
𝑎𝑠𝑠𝑎𝑖𝑛𝑖𝑠𝑠𝑒𝑚𝑒𝑛𝑡 =
𝑛𝑠𝑒𝑚𝑏𝑙𝑒 𝑑𝑒 𝑐𝑎𝑛𝑎𝑙𝑖𝑠𝑎𝑡𝑖𝑜𝑛𝑠
+
𝑂𝑢𝑣𝑟𝑎𝑔𝑒𝑠 𝑠𝑝é𝑐𝑖𝑎𝑢𝑥
ቐ
𝑐𝑎𝑛𝑎𝑙𝑖𝑠𝑎𝑡𝑖𝑜𝑛𝑠 𝑎𝑚𝑜𝑛𝑡 ( é𝑔𝑜𝑢𝑡𝑠)
𝐶𝑜𝑙𝑙𝑒𝑐𝑡𝑒𝑢𝑟𝑠
𝐸𝑚𝑖𝑠𝑠𝑎𝑖𝑟𝑒𝑠
ቐ
𝐿𝑖𝑎𝑖𝑠𝑜𝑛𝑠 𝑠𝑢𝑟𝑓𝑎𝑐𝑒 − 𝑟é𝑠𝑒𝑎𝑢 (𝑜𝑢𝑣𝑟𝑎𝑔𝑒𝑠 𝑑𝑒 𝑐𝑜𝑙𝑙𝑒𝑐𝑡𝑒 𝑒𝑡 𝑑𝑒 𝑣𝑖𝑠𝑖𝑡𝑒
𝐿𝑖𝑎𝑖𝑠𝑜𝑛 𝑅é𝑠𝑒𝑎𝑢 − 𝑚𝑖𝑙𝑖𝑒𝑢 𝑛𝑎𝑡𝑢𝑟𝑒𝑙
𝐴𝑚é𝑙𝑖𝑜𝑟𝑎𝑡𝑖𝑜𝑛 𝑑𝑢 𝑓𝑜𝑛𝑐𝑡𝑖𝑜𝑛𝑛𝑒𝑚𝑒𝑛𝑡
Conditions d’écoulement
❖ Écoulement gravitaire
❖ A surface libre
❖ Écoulement graduellement varié à rapidement varié
❖ Possibilités de mise en charge momentanée (pour les eaux usées uniquement: réseau sous pression ou sous
dépression)
Agencement des canalisations
❖ Réseau ramifié
❖ Réseau maillé
❖ A exutoire unique
❖ A exutoire multiples

2.2. SCHEMAS TYPES DES RESEAUX D’EVACUATION
Bien que les réseaux d’évacuation revêtent des dispositions très diverses selon le système choisi,
leur schéma se rapproche le plus souvent de l’un des cinq types :
a) le schéma perpendiculaire au cours d’eau
C’est souvent celui des villes ou communes
rurales qui ne se préoccupent que de l’évacuation
par les voies les plus économiques et les plus
rapides sans avoir un souci d’un assainissement
efficace des eaux rejetées.
b) le schéma type ≪ collecteur latéral ≫
Ce schéma oblige parfois à prévoir des stations de relèvement.

c) le schéma type ≪ collecteur transversal ≫
Ce schéma permet de reporter par simple gravite l’ensemble
des effluents plus loin à l’aval par rapport au schéma
précèdent.
d) le schéma type ≪ par zones étagées ≫
Ce schéma s’apparente au schéma précèdent. Le collecteur bas qui
doit souvent faire l’objet de relèvement, se trouve soulage des
apports des bassins dominants qui peuvent être évacués
gravitairement.
e) le schéma type ≪ centre collecteur unique ≫ et le schéma type radial
Selon que le réseau converge vers un ou plusieurs
points bas ou l’on peut reprendre l’effluent pour le
relever, on utilise ce type de schéma.

On distingue :
Types et formes des canalisations
❖ Circulaire (𝜙 10 𝑐𝑚 à > 4 𝑚)
❖ Profils particuliers ( canalisations visitables)
❖ Ovoïdes ( hauteur 1 à 2 m)
Exemples: Egouts élémentaires visitables
Exemples: Collecteurs visitables
Exemples: Émissaire
Caractéristiques nécessaires des canalisations
❖ Étanchéité
❖ Inertie à l’action des polluants
❖ Épaisseur suffisante pour résister aux surcharges
❖ Faible rugosité

On distingue :
Ouvrages spéciaux
❖ Liaison surface-réseau ቐ
les ouvrages de collecte
les ouvrages de visite
ቐ
branchements particuliers
bouches d ’égouts
➢ Les branchements particuliers
Le branchement particulier sous domaine public permet l’acheminement des eaux usées
domestiques, des eaux pluviales ou des eaux industrielles provenant d’une source privée vers un
collecteur public.
Les branchements doivent assurer les meilleures conditions d'hygiène pour l'habitation tout en
sauvegardant le bon fonctionnement du réseau de collecte en respectant le règlement sanitaire
départemental et le règlement du service de l’assainissement de la collectivité.
✓ Les ouvrages de collecte

Un branchement en domaine public comporte obligatoirement trois
parties distinctes :
- la boîte de branchement qui se situe à l’alignement, de préférence, en domaine
public et sur laquelle la canalisation de branchement se raccorde à l’aide d’un
joint souple et étanche. Cette boîte de branchement sépare la partie publique de
la partie privée du branchement.
- la canalisation de branchement qui doit être rectiligne (sauf impossibilité)
- le dispositif de raccordement sur le collecteur principal (ou un regard) qui doit être
pourvu d’au moins un joint souple et étanche.

➢ Les bouches d’égout
Les bouches d’égout sont des ouvrages destinés à collecter en surface les eaux de ruissellement.
Elles permettent, par l'intermédiaire d'une canalisation de branchement, d'acheminer ces eaux
jusqu'au collecteur pluvial ou unitaire.
Exemples de bouches d’égout sélectives
On distingue des bouches d’égouts sélectives et des bouches d’égouts non sélectives
Bouche d’égout non sélective
à passage direct

➢ Dispositifs d’engoufrrement (Avaloires)
Les avaloirs peuvent être classés selon 3 types :
❑ Les avaloirs avec entrée latérale,
Entrée libre
Barreaudage vertical
❑ Les grilles de caniveau,
❑ Les dispositifs mixtes comprenant une entrée latérale grillée ou
non, et une grille de caniveau, de conception séparée ou monobloc.

✓ Les ouvrages de visite
Ces ouvrages sont destinés à permettre l'accès aux canalisations d’eaux usées d’eaux pluviales
ou unitaires afin d'assurer :
les essais préalables à leur réception ;
leur surveillance ;
leur maintenance ;
leur entretien (dont le curage) ;
leur réhabilitation éventuelle.
➢ Types d’ouvrages et conditions d’acces aux canalisations
On rencontre 2 familles d’ouvrages d’accès :
❖ Les boîtes qui sont destinées à assurer la maintenance, la réhabilitation et le contrôle de la
canalisation d’assainissement mais dans lesquelles le personnel d’exploitation ne peut
pénétrer.
❖ Les regards qui permettent l’accès du personnel d’assainissement à la canalisation

✓ Les boites
Les boîtes sont des ouvrages dont la cheminée est d’une dimension inférieure à 0.80 m, on
distingue :
Les boîtes d’inspections sont situées sur un collecteur et qui permettent l’accès à ce
collecteur pour curage, inspection et dans certains cas réhabilitation.
Elles sont implantées dans les parties droites des réseaux (à l’exclusion des changements de
direction ou de pente, d’altitude localisés (chutes) ou de sections du collecteur, de confluences
de collecteurs, qui nécessitent l’emploi de regards).
Les boîtes de branchement permettent l’accès aux branchements particuliers et sont
généralement situées le plus près possible de l’alignement, de préférence en domaine public.
Elles délimitent la partie privée et la partie publique du branchement et permettent un accès
pour entretien, inspection et éventuellement réhabilitation, à la partie publique comme à la
partie privée du branchement.

✓ Les regards
Les regards sont destinés à la descente du personnel.
On y accède par un trou d’homme dont la dimension minimum
est de 0.60 m (figure).
Les regards occasionnellement visitables :
dont la cheminée (figure 15-G) est d’une dimension
supérieure à 0.80 m et inférieure à 1m.
Ils ne sont généralement pas équipés d’un système de descente,
de ce fait le personnel d’exploitation devant accéder au
collecteur par ce type d’ouvrage devra être équipé d’un harnais
sous ventral.
Les regards de visite : dont la cheminée est supérieure ou égale à 1m.
Ces ouvrages sont équipés d’un système de descente et d’un dispositif de
réduction de dimension entre la cheminée et le trou d’homme permettant
l’accès à la cheminée.

On distingue :
❖ Liaison réseau-milieu naturel
ቐ
les émissaires
les déversoirs d′orage
➢ Les déversoirs d’orage
Les déversoirs d'orage constituent une classe d'ouvrages très répandue sur les réseaux d'assainissement
conçus sur le mode unitaire, c'est-à-dire unique de collecte des eaux usées et des eaux pluviales.
Les déversoirs d’orage respectent les règles suivantes:
• Eviter tout rejet direct ou déversement d’eaux usées en temps sec, hors situations inhabituelles visées
aux alinéas 2 et 3 de la définition (23) ;
• Ne pas provoquer, dans le cas d’une collecte en tout ou partie unitaire, de rejets d’eaux usées au
milieu récepteur, hors situation inhabituelle de forte pluie.
" Les points de déversement du système de collecte sont localisés à une distance suffisante des zones à
usages sensibles, de sorte que le risque de contamination soit exclu."
" Les ouvrages de rejet en rivière sont aménagés de manière à éviter l’érosion du fond et des berges, ne
pas faire obstacle à l’écoulement de ses eaux, ne pas y créer de zone de sédimentation ou de colmatage et
favoriser la dilution du rejet. Ces rejets sont effectués dans le lit mineur du cours d’eau, à l’exception de
ses bras morts."

3. CONCEPTION DES RESEAUX
Afin de réaliser le projet d’assainissement, le maitre d’oeuvre doit nécessairement connaitre :
➢ les dispositions relatives à la préservation de la santé, de la sécurité des habitants et de la
qualité de l’environnement;
➢ les dispositions particulières relatives à l’assainissement adoptées par la collectivité locale
(Mairie et ses services techniques).
3.1. ENQUETES PREALABLES
L’enquête préalable a pour objet de fournir les informations suivantes :
➢ informations relatives à l’urbanisation;
➢ prévision de l’évolution de l’urbanisation;
➢ existence des projets d’urbanisation futures devant transiter à travers la zone étudiée;
➢ répartition des zones en fonctions des exutoires et de leur capacité d’évacuation;
➢ aménagements particuliers à la charge des propriétaires pour leur raccordement.

➢ informations sur les équipements existants
• caractéristiques du réseau existant :
• sa nature (unitaire ou séparatif)
• les conditions de rejets dans ce réseau (faisant l’objet d’une autorisation)
• les débits admissibles au droit du rejet de l’opération
• la cote de mise en charge du réseau pour connaitre les répercussions éventuelles
• la profondeur du collecteur
• les raccordements futurs provenant d’autres opérations.
➢ informations sur le milieu naturel
La création d’un réseau collectif nous oblige a rechercher l’existence d’exutoires naturels ainsi
que la charge de pollution qu’ils peuvent admettre.
Pour cela, il convient de contacter les services charges de la police des eaux de l’agence de
bassin afin de connaitre les caractéristiques du réseau hydrographique, les activités qui y
sont attachées ainsi que les objectifs de qualité fixés.
Il importera également de connaitre la vulnérabilité des nappes souterraines.

3.2. ETUDES PREALABLES
Une étude préalable s’avère nécessaire pour répondre aux questions suivantes :
✓ quel est le devenir des eaux de ruissellement pluviales recueillies ?
✓ comment limiter tout risque de dommage par inondations ?
✓ est-il possible de choisir une solution alternative mieux adaptée, plus économique que la
mise en place de canalisations.
L’étude porte sur :
➢ la connaissance du terrain et des pratiques du voisinage;
➢ la connaissance du fonctionnement hydrologique du bassin (pluviométrie, localisation des
écoulements des débits attendus, topographie, taux d’imperméabilisation);
➢ l’existence et la capacité de l’exutoire (débit maximum de rejet),
➢ la recherche des zones ou il est possible d’infiltrer ou de prévoir des équipements de
rétention (perméabilité des sols et sous-sols, propriétés mécaniques du sol sous l’influence
de l’eau, fluctuation de la nappe, risque de pollution de la nappe),
➢ la qualité des eaux de ruissellement (si rejet dans un milieu naturel de bonne qualité).

4.1. LE DIMENSIONNEMENT DES CANALISATIONS
Connaissant en chaque point, les débits à évacuer et la pente des ouvrages, le choix des sections
sera déduit de la formule d’écoulement adoptée.
Les dimensions des canalisations varient compte tenu des diamètres courants de fabrication, ce qui
apporte de ce fait, une capacité supplémentaire d’écoulement.
4.1.1. FORMULE DE CHEZY (Ecoulement uniforme)
Dans l’instruction technique de 1977, les ouvrages sont calculés suivant une formule
d’écoulement résultant de celle de CHEZY: 𝑽 = 𝑪 𝑹𝑰
V : Vitesse d’écoulement (m/s)
R : Rayon hydraulique avec 𝑹 =
𝑺
𝑷
S : section mouillée (m2)
P : périmètre mouille (m)
I : Pente de l’ouvrage (m/m)
C : Coefficient pour lequel on adopte celui donné par la formule de BAZIN: 𝑪 =
𝟖𝟕
𝟏+
𝜸
𝑹
𝛾 :coefficient d’écoulement qui varie suivant les matériaux utilisés et la nature des eaux transportées
4. CALCUL DES SECTIONS D’OUVRAGES

a) CANALISATIONS D’EAUX USEES
Il se forme une pellicule grasse dans les ouvrages qui améliore les conditions d’écoulement.
Ainsi, le coefficient de Bazin 𝜸 peut être pris égal à 0,25 en tenant compte des inégalités dans le
réseau et d’éventuelles intrusions de sable ou de terre.
C peut donc être représenté approximativement par l’expression 𝑪 = 𝟕𝟎 𝑹 Τ
𝟏 𝟔
.
On obtient donc : 𝑽 = 𝟕𝟎 𝑹 Τ
𝟐 𝟑
𝑰 Τ
𝟏 𝟐
et le débit capable de l’ouvrage Qc : 𝑸𝑪 = 𝑽𝑺 = 𝟕𝟎 𝑹 Τ
𝟐 𝟑
𝑰 Τ
𝟏 𝟐
𝑺
(Qc [m3/s]; V [m/s]; S [m2])
b) CANALISATIONS D’EAUX PLUVIALES OU UNITAIRES
Il convient de tenir compte que des dépôts sont susceptibles de se former, ce qui conduit à
admettre un écoulement sur des parois semi-rugueuses.
Le coefficient de Bazin 𝜸 peut être pris à 0,46.
C peut donc être représente approximativement par l’expression 𝑪 = 𝟔𝟎 𝑹 Τ
𝟏 𝟒.
On obtient donc : 𝑽 = 𝟔𝟎 𝑹 Τ
𝟑 𝟒𝑰 Τ
𝟏 𝟐 et le débit capable de l’ouvrage Qc :𝑸𝑪 = 𝑽𝑺 = 𝟔𝟎 𝑹 Τ
𝟑 𝟒𝑰 Τ
𝟏 𝟐 𝑺
(Qc [m3/s]; V [m/s]; S [m2])

4.1.2. FORMULE DE MANNING-STRICKLER
𝑪 = 𝑲 𝑹 Τ
𝟏 𝟔 ; 𝑽 = 𝑲 𝑹 Τ
𝟐 𝟑𝑰 Τ
𝟏 𝟐 ; 𝑸𝑪 = 𝑽𝑺 = 𝑲 𝑹 Τ
𝟐 𝟑𝑰 Τ
𝟏 𝟐 𝑺
K = Coefficient de Manning - Strickler
S = Section mouillée de l’ouvrage [m2]
P = Périmètre mouillé de l’ouvrage [m]
R = Rayon hydraulique de l’ouvrage S /P [m]
I = Pente longitudinale de l’ouvrage [m/m]
V = Vitesse de l’eau dans l’ouvrage [m/s]
Qc = Débit capable de l’ouvrage [m3/s]
Valeurs courantes de K utilisées pour les études :
- Ouvrages en fonte, béton, grès, PVC, PEHD,… : K = 70 à 80
- Ouvrages métalliques en tôle ondulée : K = 40 à 45
- Fosses profonds engazonnés : K = 25 à 30
NB: Il faut distinguer les coefficients annoncés par les fabricants
(coefficients allant jusqu’à 110, calculés en laboratoire sur une canalisation neuve sans dépôt)
et les coefficients réels qui tiennent compte de la fixation de matières en suspension dans le fond des
ouvrages (ce biofilm se substitue alors au coefficient de Manning–Strickler du matériau de l’ouvrage).

4.2. CONTRAINTES DE CALAGE DES RESEAUX
4.2.1. CANALISATIONS D’EAUX USEES
Les canalisations eaux usées sont généralement circulaires.
Les contraintes de calage des canalisations d’eaux usées sont :
o diamètre minimum de 200 mm pour éviter les risques d’obstruction
o pente minimum : 0,002 m/m (le relèvement des eaux par pompage ne pourra dans certains cas être évité )
o couverture minimale de la canalisation : 80 cm (En dessous de cette valeur, la canalisation sera
protégée par une dalle de répartition en béton pour éviter son écrasement sous les charges roulantes)
o regard de visite tous les 80 m au maximum pour permettre un hydrocurage des réseaux ou une visite
par camera. Distance standard : 50 m
o regard à chaque changement de pente ou de direction
o vitesse maximum : 4 m/s afin d’éviter l’abrasion des tuyaux (Sinon, il est nécessaire d’adopter un
tuyau en matériau résistant tel que la fonte ou le polyéthylène a haute densité.)

- CONDITIONS D’AUTOCURAGE :
1. A pleine ou à demi-section : V ≥ 0,70 m/s ou à l’extrême rigueur 0,50 m/s
( dans ce cas, le rapport des vitesses est égal à 1 donc on vérifiera que la vitesse pleine section
est supérieure à 0,70 m/s )
2. Pour une hauteur d’eau égale au 2/10 du 𝜱: V ≥ 0,30 m/s
( le rapport des vitesses étant égal à 0,6 , on vérifiera que 0,6 VPS ≥ 0,3 m/s )
3. La hauteur d’eau doit être égale aux 2/10 du 𝜱, assure par le débit moyen actuel.
( le rapport des débits étant égal à 0,12 , on vérifiera que Qmoyen ≥ 0,12 QPS)
En pratique, on pourra considérer que l’autocurage est respecté si V ≥ 0,30 m/s pour le débit
journalier moyen actuel.

o diamètre minimum de 300 mm pour éviter les risques d’obstruction ;
4.2.2. CANALISATIONS D’EAUX PLUVIALES OU UNITAIRES
Les contraintes de calage des canalisations d’eaux pluviales sont :
o pente minimum : 0,003 m/m (Le relèvement des eaux par pompage sera si possible évite car les débits
d’eaux pluviales peuvent être importants.)
o couverture minimale de la canalisation : 80 cm (En dessous de cette valeur, la canalisation sera
protégée par une dalle de répartition pour éviter son écrasement sous les charges roulantes.)
o regard de visite tous les 80 m au maximum pour permettre un hydrocurage des réseaux ou une visite
par camera.
o regard a chaque changement de pente ou de direction.
o vitesse maximum : 4 m/s afin d’éviter l’abrasion des tuyaux (Sinon, il est nécessaire d’adopter un
tuyau en matériau résistant tel que la fonte ou le polyéthyléne à haute densité.)
Il est donc important de vérifier la vitesse de l’eau dans les canalisations pour le débit de pointe à
évacuer.
- CONDITIONS D’AUTOCURAGE : 1. Pour 1/10 du débit à pleine section : V ≥ 0,60 m/s
( quand rQ=Q/QPS= 0,1 ; rV=V/VPS=0,55 donc on vérifiera que VPS = 1 m/s )
2. Pour 1/100 du débit a pleine section : V ≥ 0,30 m/s (Ces limites sont respectées avec des vitesses a pleine
section de 1 m/s dans les canalisations circulaires et 0,90 m/s dans les ovoïdes.)

4.3. LES ABAQUES DE L’INSTRUCTION TECHNIQUE DE 1977
Elles représentent la relation de Chezy: 𝑽 = 𝑪 𝑹𝑯𝑰 complétée par la formule de Bazin: 𝑪 =
𝟖𝟕
𝟏+
𝜸
𝑹
L’hypothèse est donc faite d’un écoulement uniforme, avec :
𝜸 = 0,25 en eaux usées ⇒ abaque ab3 ; 𝜸 = 0,46 en eaux pluviales ou en unitaire ⇒ abaque ab4
Ces abaques sont construits pour le débit à pleine section avec : 𝑹𝑯 =
𝝅𝝓𝟐
𝟒
𝝅𝝓
=
𝝓
𝟒
MODE D'EMPLOI.
Les abaques Ab. 3 et Ab. 4 (a et b) utilisés pour le choix des sections d'ouvrages, compte tenu de
la pente et du débit, permettent d'évaluer la vitesse d'écoulement à pleine section.
Pour l'évaluation des caractéristiques capacitaires des conduites, ou pour apprécier les
possibilités d'auto-curage, le nomogramme ci-dessus permet de connaître la vitesse atteinte en
régime uniforme pour un débit inférieur à celui déterminé à pleine section.
Les correspondances s’établissent, soit en fonction de la fraction du débit à pleine section, soit en
fonction de hauteur de remplissage de l'ouvrage.

4.3.1. UTILISATION DES ABAQUES
a) CHOIX DU DIAMETRE
- choix par excès 𝝓𝟏 :
le débit à pleine section est supérieur au débit
de pointe à évacuer: 𝑸𝑷𝑺𝟏 > 𝑸𝑷
- choix par défaut 𝝓𝟐 :
la pente nécessaire à l’écoulement à surface libre
I2 est supérieure à I pente disponible: 𝑰𝟐 > 𝑰
Il en résulte un risque de mise en charge du réseau, ce qui doit être évité (remontée des eaux chez
les riverains).

b) HAUTEUR DE REMPLISSAGE – VITESSE D’ECOULEMENT
Le choix du diamètre étant fait par excès, il peut
être nécessaire de connaitre la vitesse de
l’écoulement ou la hauteur de remplissage h.
ℎ = 𝑅 + 𝑅 cos 𝛼 avec 𝑅 =
𝜙1
2
Section mouillée :
𝑆 𝛼 = 𝜋𝑅2 − 𝛼𝑅2 +
1
2
𝑅 cos 𝛼 2𝑅 sin 𝛼 = 𝜋 − 𝛼 + cos 𝛼 sin 𝛼 𝑅2
Périmètre mouille: 𝑃 𝛼 = 2𝜋𝑅 − 2𝛼𝑅 = 2𝑅 𝜋 − 𝛼
on en déduit le rayon hydraulique RH = S/P
et la vitesse de l’écoulement : 𝑉 = 𝐶 𝑅𝐻𝐼
L’angle 𝛼 est donne par l’équation : Q (𝛼 )=V S=Qp
Cependant l’abaque ab5 est d’une utilisation plus commode que le calcul pour résoudre un tel
problème.

Qps1 : débit à pleine section et Q débit à évacuer
𝒓𝑸 =
𝑸
𝑸𝑷𝑺
𝒓𝑽 =
𝑽
𝑽𝑷𝑺
𝒓𝑯 =
𝒉
𝝓𝟏
Dans l’ensemble ci-contre :
𝑟𝑄 = 0,4
𝑟𝑉 = 0,95
𝑟𝐻 = 0,42

c) DEBIT CAPABLE D’UNE CANALISATION D’EAUX USEES
Il s’agit du débit maximal que la canalisation peut évacuer
Il est obtenu par la relation:
𝒅𝑸
𝒅𝜶
= 𝟎
Il correspond a une valeur de rH = 0,95
𝑅 + 𝑅 cos 𝛼
2𝑅
= 0,95 ⇒ α = cos−1
0,9 = 26 °
Le débit maximal est obtenu pour un angle au centre
𝜶 = 𝟐𝟔 ° et non pour la pleine section.
D’après l’abaque n°5, la valeur maximale de rQ est de 1,07.
Le débit capable de la canalisation est donc : 𝑸𝒎𝒂𝒙 = 𝟏, 𝟎𝟕𝑸𝑷𝑺
Pour Qps/10, on obtient r'v=0,55 et r'H=0,17
(autocurage).
NB: Pour un débit égal au débit à pleine section, la valeur
du rapport rQ=1 est obtenue avec rH= 0,80.
Le débit maximum (rQ = 1,07) est obtenu avec rH = 0,95.
La vitesse maximum (rV = 1,14) est obtenue avec rH = 0,80.

LES EAUX USEES
Les écoulements d’eaux usées en de temps sec se composent des écoulements d’eaux usées
(domestiques, artisanales et industrielles) et des écoulements parasites (eaux pluviales injectées
dans le réseau).
Les débits d’eaux usées sont estimés en général d’après les consommations moyennes par
habitant pour les eaux d’origines domestiques ou par activité pour les effluents industriels.
Ces calculs sont simples et leur programmation ne nécessite pas des algorithmes complexes.
Le calcul des réseaux d’eaux usées suppose une procédure en 3 étapes :
✓ calcul des débits permettant de déterminer les caractéristiques dimensionnelles du réseau
✓ calcul des sections d’ouvrages
✓ résolution proprement dite du projet

1. LES DEBITS D’EAUX USEES DOMESTIQUES
On détermine une consommation journalière de l’année se situant dans la fourchette de 100 à 250 L/j/hab
(Ceau variable en fonction du contexte local : 200 à 250 L/j/hab. dans les habitats nouveaux ou
rénovés et dans les grandes villes, 100 L/s pour des communes rurales).
On calcule le débit moyen Qm donnée par: 𝑸𝒎 =
𝑪𝒆𝒂𝒖×𝑵𝒉𝒂𝒃.
86400 avec : Ceau en L/j/hab.
Qm en L/s
On détermine le coefficient de pointe p qui est le rapport entre le débit maximal et le débit
moyen au cours de la même journée, il est donnée par: 𝒑 = 𝒂 +
𝒃
𝑸𝒎
a : paramètre qui exprime la limite inferieure (par défaut 1,5)
b : paramètre qui exprime la valeur de croissance (par défaut 2,5)
D’où : 1, 𝟓 ≤ 𝒑 = 𝟏, 𝟓 +
𝟐,𝟓
𝑸𝒎
≤ 𝟒
On obtient donc le débit de pointe Qp : 𝑸𝑷 = 𝒑 × 𝑸𝒎 Τ
𝐿 𝑠

Si des zones comportent des établissements ayant des activités particulières (hôpital, cantine,
école, caserne, etc...), le projeteur pourra se référer au tableau ci-après où figurent des valeurs
moyennes de consommation journalière et des coefficients de pointe d’établissements courants:

En tête de réseau ou pour le calcul des débits
résultants de cas particuliers notamment quand les
débits de pointe calculés sont inférieurs à 2 L/s, les
productions de pointe d’eaux usées peuvent être
évaluées à l’échelle du bâtiment par référence au
tableau suivant :
Dans ce cas le débit de l’ensemble des appareils
sont sommés et pondérés par un coefficient de
simultanéité exprimé selon la formule ci-dessous ,
où n est le nombre d’appareils présents dans le
bâtiment:𝑪𝒔 =
𝟎,𝟖
𝒏−𝟏
Pour des installations collectives (école, équipement sportif, caserne, etc. ) on ne prendra en
compte qu’une partie du débit de base de chaque équipement en fonction d’un temps d’usage
évalué, afin de définir les débits de pointe puisque ces équipements sont susceptibles d’être
utilisés presque tous simultanément.

2. LES DEBITS D’EAUX USEES INDUSTRIELLES
Pour l’évaluation des débits d’eaux usées industrielles, le projeteur peut distinguer 3 cas :
❖ Industrie existante : Un bilan de la consommation et de l’usage permet d’évaluer le débit à
évacuer.
❖ Création de zone industrielle : Il faut recourir à des données empiriques pour situer les débits
des rejets.
L’Instruction Technique préconise la prise en compte d’un débit de 30 à 60 m3/jour/hectare loti
suivant le caractère de la zone industrielle concernée.
❖ L’implantation d’industrie connue : Dans ce cas, il sera possible de déterminer les débits à
évacuer en fonction du type et de la quantité de la production envisagée.

3. LES DEBITS D’EAUX CLAIRES PARASITES
4. LES DEBITS DE TEMPS SEC
Les eaux claires parasites correspondent aux inversions de branchement (raccordement des eaux
pluviales sur le réseau d’eaux usées) ou au drainage de la nappe (du fait d’une canalisation
comportant des fissurations).
A défaut d’éléments quantifies sur les débits d’eaux parasites, on peut évaluer le débit moyen
des eaux parasites à l’exutoire du bassin élémentaire par le produit du débit moyen des eaux
usées au centième du taux de dilution: 𝑸𝒆𝒄𝒑 = 𝑸𝒎 × Τ
𝑻𝒅𝒊𝒍𝒖 𝟏𝟎𝟎 Τ
𝐿 𝑠
Qecp : Débit des eaux claires parasites en L/s
Qm : Débit moyen des eaux usées en L/s
Tdilu :Taux de dilution en %
Il est donné par: 𝑸𝒕𝒔 = 𝑸𝒆𝒖𝒅 + 𝑸𝒆𝒖𝒊+ 𝑸𝒆𝒄𝒑
Avec :
Qts : Débit de temps sec en l/s
Qeud : Débit des eaux usées domestiques en l/s
Qeui : Débit des eaux usées industrielles en l/s
Qecp : Débit des eaux claires parasites en l/s

5. DEBIT CAPABLE D’UNE CANALISATION D’EAUX USEES
Il faut savoir que:
➢ Un collecteur 𝝓 200 mm posé avec une pente minimale de 0,004 m.p.m permet l’évacuation
de 20 L/s à une vitesse de 0,6 m/s
➢ alors que 300 logements correspondent à un débit de pointe inferieur à 5 L/s sur la base de
250 L/j./hab et de 3,5 éq.hab. par logement.
En zone rurale, les diamètres EU seront rarement supérieurs a 200 mm.

Le réseau d’assainissement d’une étude est schématisé par la figure suivante :
Les caractéristiques des bassins versants unitaires sont :
Déterminer le débit de pointe de temps sec dans les collecteurs 1 et 2 :

Pour dimensionner les ouvrages d’un réseau d’assainissement par temps de pluie, il est
nécessaire de :
4.1.2 LES DEBITS DE TEMPS DE PLUIE
définir la sollicitation pluviométrique utilisée pour le dimensionnement ;
calculer les débits produits sur le bassin versant (BV) ou les sous-BV sur le(s)quel(s) il
souhaite dimensionner des ouvrages ;
dimensionner les dispositifs d’engouffrement et les ouvrages du réseau d’assainissement, qui
peut comprendre des collecteurs et d’autres ouvrages (bassins, dispositifs d’infiltration,
déversoirs d’orage, etc.).

LES DEBITS D’EAUX PLUVIALES
Le nombre considérable de facteurs intervenant dans le calcul des débits de pointe d’eaux
pluviales en différents points d’un réseau d’assainissement a conduit les chercheurs et les
ingénieurs à la mise au point de méthodes donnant une représentation globale et simplifiée des
phénomènes de pluie, de ruissellement, et de transfert en collecteur.
1. METHODE RATIONNELLE
Cette méthode est fondée sur le concept du temps de concentration tc du bassin versant en amont
du point où s’effectue le calcul.
Elle admet les trois hypothèses suivantes :
o le débit de pointe ne peut être observé que si l’averse a une durée au moins égale au temps de
concentration.
A ce moment là, la totalité du bassin contribue à la formation de la pointe du débit,
o le débit de pointe est proportionnel à l’intensité moyenne maximale de l’averse déterminée
avec un intervalle de temps égal au temps de concentration
soit 𝒊𝑴 = 𝒂𝒕𝒄
−𝒃
o le débit de pointe a la même période de retour T que l’intensité iM qui le provoque .
Ceci suppose le coefficient de ruissellement C soit constant.

Dans ces conditions, à l’exutoire Ac d’un bassin versant de surface A, le débit de pointe Qp
s’écrit : 𝑸𝑷 = 𝑪 𝒊𝑴 𝑨 : Formule dite ≪ rationnelle ≫
Intérêt/limite de la méthode :
L’intérêt de la méthode est sa grande simplicité d’expression et
d’utilisation.
Ces limites sont une représentation très élémentaire de la
transformation pluie-débit (qui néglige par exemple les
effets du transfert et du stockage hydraulique) et une forte
sensibilité aux paramètres i et CrBV.
Domaine d’emploi :
En milieu urbain, elle est valable pour des BVs très simples de tailles réduites, plutôt
imperméabilisés et avec un réseau amont sans points singuliers (confluence, coude, etc.).
Elle est par exemple très utilisée, à bon escient, pour dimensionner les réseaux
d’assainissement routier.
Elle peut s’écrire: 𝑸𝑷 =
𝟏
𝟑𝟔𝟎
𝑪 𝒊𝑴 𝑨 ( si 𝒊𝑴 mm/𝒉 , 𝑨 [𝒉𝒂] et Q [m3/s])

Calculer le débit pour chaque conduite
Calculer le diamètre pour une conduite circulaire à pleine section et n= 0,013
Choisir le diamètre commerciale
Calculer la vitesse et vérifier si elle respecte l’auto-curage
Calculer le temps de parcours dans la conduite

C’est le rapport : C =
volume ruissellé ( parvenant à 1’ exutoire de la surface réceptrice)
volume précipité (sur la surface réceptrice)
On a donc la relation : 0 ≤ 𝐶 ≤ 1.
LE COEFFICIENT DE RUISSELLEMENT
Ce coefficient est en fait très difficile à estimer et on peut avoir plusieurs approches :
• Application de valeurs forfaitaires dans le cas où la nature de la surface du bassin versant est homogène.

De nombreux auteurs proposent de ne pas considérer un coefficient de ruissellement constant et
d’introduire une variation :
• au cours de la pluie : alors que les pertes au ruissellement sont maximales au début de la pluie
(sol sec, dépressions du sol vides, . . .),
elles tendent à diminuer au fur et à mesure (saturation du sol, remplissage des dépressions, . . .)
augmentant le coefficient de ruissellement

❑ -en fonction de la période de retour de la pluie puisque la violence de la pluie augmente avec la
période de retour, et donc, proportionnellement les quantités d’eau qui vont ruisseler. Il est
donc préférable de surestimer les coefficients de ruissellement précédent pour des périodes de
retour très élevées.
➢ Après identification de diverses surfaces homogènes composant la surface en jeu, calcul
d’une moyenne pondérée de la forme 𝒄 =
σ 𝑨𝒋𝑪𝒋
σ 𝑨𝒋
, où Aj et Cj sont les surfaces et les coefficients de ruissellement des surfaces élémentaires.
Ces coefficients Ci sont estimés d’après les tableaux précédents.
➢ Application de formules empiriques issues de mesures sur des bassins expérimentaux..
Ces formules ne sont généralement valables que pour les bassins où elles ont été calées et leur
extrapolation à d’autres bassins versants est souvent hasardeuse.
Ces formules sont par exemple du type 𝑪 = 𝒂 × 𝑰𝑴𝑷 + 𝑩 × 𝑰 + 𝒄
où c : coefficient de ruissellement
a, b, c : coefficients de calage
𝐼𝑀𝑃 : rapport des surfaces imperméables à la surface totale
𝐼 : pente moyenne du bassin versant

LE TEMPS DE CONCENTRATION
Formules empiriques
Elles sont nombreuses et variées ; il faut s’en méfier en hydrologie urbaine car ces formules ont souvent
été calées sur des bassins versants peu urbanisés, voire plutôt ruraux et, comme toute formule empirique,
sa validité reste théoriquement limitée à l’échantillon qui a servi pour le calage.
Ils existent aussi des formules implicites
qui sont d’une utilisation plus complexe

2. Méthode de Caquot ou superficielle 1949
La méthode superficielle, peut être considérée comme une évolution de la méthode rationnelle.
Elle intègre deux autres phénomènes qui interviennent dans le ruissellernent urbain :
- un stockage temporaire de l’est dans le réseau
- Ie fait que le temps de concentration du bassin versant dépende du débit (donc. de la période
de retour choisie).
𝑸𝒑 =
𝒂. 𝝁 𝑬 𝒃
𝟔(𝜷 + 𝜹)
𝟏
𝟏−𝒃𝒇
. 𝑪
𝟏
𝟏−𝒃𝒇 . 𝑰
𝒄.𝒃
𝟏−𝒃𝒇 . 𝑨
𝟏−𝒆+𝒅.𝒃
𝟏−𝒃𝒇
E: l’allongement du bassin versant
𝝁 ∶ un coeff. qui tient compte de l’allongement.
a, b, c, d, et f : des paramètres donnés,
A: la surface du BV (ha)
I: la pente moyenne du BV (%)
C: le coefficient de ruissellement superficiel égal au coeff d’imperméabilité,
𝛽 et 𝛿 caractérisent la relation pluie-débit,
𝑬 =
𝑳
𝑨
𝝁 = 𝟎, 𝟏𝟖. 𝑬𝟎,𝟖𝟒 𝜷 + 𝜹 = 𝟏, 𝟒
si E différent de 2, il faut appliquer
un coefficient correctif
Si le rapport L/A0.5
est différent de 2 alors appliquer le facteur correctif donné au
tableau ci-dessous :
rapport
L/A0.5
1 1.25 1.5 2 2.5 3.0 4.0
Facteur
de
correction
1.5 1.3 1.2 1 0.98 0.8 0.7

Le temps de concentration relatif à un bassin versant est le temps le plus long que peut mettre l’eau
qui ruisselle sur ce bassin versant pour atteindre l’exutoire.
Le temps de Concentration est égale à la somme te du premier sous B.V le plus en amont sur le plan
hydraulique et le temps d’écoulement tec de l’eau dans les conduites d’égouts depuis ce sous B.V
jusqu’à la décharge du Bassin Versant.
Dans l’exploitation de l’équation IDF (Intensité – Durée – Fréquence), le temps de concentration
noté Tc est le temps nécessaire au ruissellement d’une goutte d’eau issue du point le plus éloigné du
bassin pour se rendre à l’exutoire. Le temps de concentration Tc est composé de deux temps :
• Le temps d’entrée Te ou temps de ruissellement en surface
• Le temps d’écoulement en conduite pleine Tec
• Le temps de concentration Tc = Te + Tec
Temps d’entrée ou de ruissellement en surface
Le temps d’entrée d’un S.B.V.U est le temps le plus long que peut mettre la goutte d’eau qui
ruisselle sur ce S.B.V.U pour atteindre la bouche d’égout.
Ce temps est fonction de:
• La pente moyenne de la surface du terrain en direction de la bouche d’égout
• La distance que l’eau doit parcourir, en surface pour atteindre la bouche d’égout
• La nature de la surface sur laquelle l’eau doit ruisseler

Les temps d’entrée des S.B.V.U varient en général entre 5 et 30 min selon la grandeur de ces
bassins.
Pour évaluer le temps d’entrée, on a plusieurs modèles dont celui de Kerby qui semble donner les
meilleurs résultats pour les sous bassins versants urbains.
• Formule de Kerby
467
,
0
5
,
0
187
,
2






=
S
Ln
Te
S = pente moyenne du terrain
L = distance maximale parcourue ( L < 365m)
n = coefficient de Manning
Surface n
Surface dite imperméable plane 0,02
Surface gazonnée plane 0,10
Sol compacté dont la surface est plane 0,10
Surface gazonnée mal entretenue, champs en culture 0,20
• Equation de Kirpich
F
S
L
te 385
,
0
77
,
0
0195
,
0
=
F : Facteur propre aux différentes surfaces
30 m < L < 3050 m
s = pente moyenne du chemin parcouru par l’eau (m/m)
Surface F
Terrain décapé, gazon tondu 1
Béton ou béton butimeux 0,4
Canal en béton 0,2

• Formule de Schaake
)
(
8
,
1
16
,
0
24
,
0
mn
A
S
L
T
imp
e =
L = distance maximale parcourue
Aimp = fraction de surface imperméable
• Formule de Federal Aviation Agency
( ) )
(
1
,
1
26
,
3
3
1
5
,
0
mn
S
L
C
Te
−
=
S = pente moyenne du terrain en %
C = coefficient de ruissellement
• Formule de Schaake
)
(
8
,
1
16
,
0
24
,
0
mn
A
S
L
T
imp
e =
Aimp = fraction de surface imperméable
• Formule de Federal Aviation Agency
( ) )
(
1
,
1
26
,
3
3
1
5
,
0
mn
S
L
C
Te
−
=
S = pente moyenne du terrain en %
C = coefficient de ruissellement
• Formule de Caquot
S = pente moyenne de parcours
N.B :
Tc = max Tr1 + Tec ; Tr2
Tr1
Tr1
Tec
)
(
11 2
1
mn
S
L
Te =
• Formule de Caquot
S = pente moyenne de parcours
N.B :
Tc = max Tr1 + Tec ; Tr2
Tr1
Tr1
Tec
)
(
11 2
1
mn
S
L
Te =

V. Dimensionnement des émissaires à ciel ouvert
Dans le cas d’une section de débit maximal ou section hydrauliquement
avorable, on a :
• Dans le cas d’un rectangle
y
V. Dimensionnement des émissaires à ciel ouvert
Dans le cas d’une section de débit maximal ou section hydrauliquement
favorable, on a :
y
RH = y
b 2
=
y
2
y
RH = et y
b 2
= et
b
8
3
5
,
0
917
,
0 





=
xi
K
Q
y
S
y
2
y
RH = et y
b 2
= et
b
8
3
5
,
0
917
,
0 





=
xi
K
Q
y
S
y
2
y
RH = et y
b 2
= et
b
8
3
5
,
0
917
,
0 





=
xi
K
Q
y
S
• Dans le cas d’un trapèze isocèle
y
θ
b
• Dans le cas d’un trapèze isocèle
y
θ
b
2
y
RH = et
Avec

tan
1
=
m
)
1
(
2 2
m
m
y
b −
+
=
8
3
2
5
,
0
2
1
917
,
0


















−
+
=
m
m
x
xi
K
Q
y
S

Démarche à suivre dans un projet de drainage urbain
• Etude préliminaire
• Esquisse de l’ossature du réseau et division de la zone d’étude en
bassins élémentaires en tenant compte des contraintes
d’écoulement (hydrographie, topographie)
• Données de base
• Superficie de chaque sous-bassin
• Longueur du tronçon le plus long de chaque sous bassin
• Côte amont (Cam) et Côte aval (Cav) de chaque tronçon
• Pente de chaque tronçon
• Données nécessaires aux calculs
• Intensité
• Coefficient de Ruissellement
• Temps de ruissellement en surface
• Conditions des vitesses à respecter

• a- Calcul du temps de concentration tc = te + tec
• - en tête de réseau tec = 0
• - pour les tronçons à l’intérieur du réseau prendre le maximum entre le temps
d’entrée donné au regard aval et celui donné au regard amont + tec = L/60V calculé
sur le tronçon considéré pour avoir tc)
• - tenir compte de tous les chemins menant à ce regard pour le choix de tc
• b- Calcul de la superficie cumulée desservie par le regard Amont
• c- Calcul du coefficient de ruissellement moyen ou pondéré avec la surface cumulée
• d- Calcul de l’Intensité de ruissellement
• e- Calcul du débit de ruissellement Qr par la méthode rationnelle
• f- Calculer le diamètre avec la pente du terrain naturel (formule de Manning)
• g- Calculer la vitesse d’écoulement (formule de Manning)
• h- Calculer le temps d’écoulement dans le tronçon considéré
• i- Choisir le diamètre commercial Dc immédiatement supérieur
• j- Calculer la capacité Qc et la vitesse Vc de la conduite de diamètre Dc
• k- Calculer le ratio des débits Qr/Qc
• l- Utiliser le monogramme de Manning pour déterminer les paramètres réels
d’écoulement dans le tronçon à savoir Ye, Ve, Re.

VII. Principes de calcul
1. Calcul du temps d’écoulement
xV
L
mn
Te
60
)
( =
2. Calcul de Tc
Tc = Tr + Te
3. Calcul de i (mm / h)
4. Calcul de Q
360
CiA
Q =
5. Calcul de H
8
3
5
,
0
917
,
0 





=
xi
K
Q
y
S
ou
8
3
2
5
,
0
2
1
917
,
0


















−
+
=
m
m
x
xi
K
Q
y
S

Bassins versants en série
Bassins versants en paralléle
VIII. Calcul des paramètres
Paramètres Aeq Ceq Ieq Tr L
Bassins en
série
 J
A


j
j
j
A
A
C 2
















j
j
j
J
L
L
 r
T L
Bassins en
parallèle


j
j
j
A
A
C


j
j
j
Q
Q
I Max
(Tc1,Tc2)
Max L

Exemple :
On considère le réseau de drainage des eaux pluviales montré à la figure ci-
dessous.
Les données du projet sont consignées dans le tableau ci-après :
A1 A2
A3
A4 A5
R1
R1
R6
R5
R4
R3
R2
Paramètres A1 A2
Surfaces en ha 1.2 2.2
Temps d’entrée en
min
8.5 9
Coeff de
ruissellement
0.45 0.48
n = 0.013
Vmin = 0.6 m /s
Vmax = 3 m/s
I=2184/(t +12) I en mm/h et t en mn
Tronçons Z
amont
Z aval longueur
R1R2 110.5 109 90
R2R3 109 108 100
R4R5 111 110.3 70
R5R3 110.3 108 110
R3R6 108 107.2 125
Paramètres A1 A2 A3 A4 A5
Surfaces en ha 1.2 2.2 2.1 1.5 1
min
8.5 9 10 7 9
Coeff de
ruissellement
0.45 0.48 0.46 0.7 0.5
Tronçons Z
amont
Z aval longueur
R1R2 110.5 109 90
R2R3 109 108 100
R4R5 111 110.3 70
R5R3 110.3 108 110
R3R6 108 107.2 125
Paramètres A1 A2
Surfaces en ha 1.2 2.2
min
8.5 9
Coeff de
ruissellement
0.45 0.4
n = 0.013
Vmin = 0.6 m /s
Vmax = 3 m/s

Paramètres A1 A2 A3 A4 A5
Surfaces en ha 1.2 2.2 2.1 1.5 1
min
8.5 9 10 7 9
Coeff de
ruissellement
0.45 0.48 0.46 0.7 0.5
n = 0.013
Vmin = 0.6 m /s
Vmax = 3 m/s
Tronçons Z
amont
Z aval longueur
R1R2 110.5 109 90
R2R3 109 108 100
R4R5 111 110.3 70
R5R3 110.3 108 110
R3R6 108 107.2 125

Traiterl’exercice en remplissantun tableau selon lemodèlesuivant :
tableau desrésultatsdessous-bassins
TABLEAU DESRESULTATS
N°
Bassin
N°
Tronç
A*(ha) L(m) J(m/m) Tr(mn) Te(mn) Tc(mn) C Q(m3
/s) H(m) B(m) V(m/s) Observations
1 OA 2.1 310 0.0130 11.66 2.57 14.23 0.42 0.20 0.22 0.44 2.01
2 O’B 6.0 354 0.0079 14.46 2.52 16.98 0.40 0.78 0.41 0.82 2.34
3 O’’C 3.7 354 0.0098 12.34 2.85 15.19 0.42 0.35 0.29 0.58 2.07
4-5 O1F 5.3 436 0.0081 - - 17.23 0.42 0.46 0.33 0.66 2.08 Bassin fictif
7 GH 3.1 198 0.0170 12.49 1.45 13.94 0.31 0.22 0.22 0.44 2.28
6-8 L2 4.8 364 0.0180 - - 16.89 0.42 0.43 0.28 0.56 2.74 Bassin fictif
- L1//L2 - - - - - - - 2.44 - - -

.2 Temps d’écoulement
temps d’écoulement s’écrit : )
(
60
mn
V
L
Tec =
rsque la conduite coule à plein débit on peut transformer l’équation de
anning et obtenir l’équation suivante :
Tec = L / 60 Vp (min)
Tec (min) =
Qp
LD
3944
,
76
2
L = longueur de la conduite
D = diamètre intérieur de la conduite (m)
Qp : débit dans la conduite à plein débit (m3
/s)
= Longueur de la conduite
= Vitesse d’écoulement dans la conduite ( elle doit être comprise entre 0,6 et
5 m / s.
IV.2 Temps d’écoulement
Le temps d’écoulement s’écrit : )
(
60
mn
V
L
Tec =
Lorsque la conduite coule à plein débit on peut transformer l’équation de
Manning et obtenir l’équation suivante :
Tec (min) =
Qp
LD
3944
,
76
2
/s)
L = Longueur de la conduite
V = Vitesse d’écoulement dans la conduite ( elle doit être comprise entre 0,6 et
4.5 m / s.
(
60
mn
V
L
Tec =
Tec (min) =
Qp
LD
3944
,
76
2
/s)
(
60
mn
V
L
Tec =
Tec (min) =
Qp
LD
3944
,
76
2
/s)
(
60
mn
V
L
Tec =
Tec (min) =
Qp
LD
3944
,
76
2
/s)
4.5 m / s.
mps d’écoulement
s d’écoulement s’écrit : )
(
60
mn
V
L
Tec =
la conduite coule à plein débit on peut transformer l’équation de
et obtenir l’équation suivante :
Tec (min) =
Qp
LD
3944
,
76
2
/s)
(
60
mn
V
L
Tec =
Tec (min) =
Qp
LD
3944
,
76
2
/s)
/s)
4.5 m / s.

C’est la technique la plus connue, probablement parce que Ia pIus visihie il s’agit de stocker l’eau
de ruissellement dans une dépression naturelle ou artificielle, et de vidanger ces eaux par
infiltration et/ou avec un débit limité. La restitution des eaux peut donc s’opérer soit dans le
milieu naturel (sous-sol, talweg, cours d’eau, . . .), soi t d ans un réseau d’assainissement.
L’échelle de mise en oeuvre d’un bassin de rétention est vaste, depuis la parcelle jusqu’au réseau
primaire. Cependant, on ne parle pas de bassin de rétention au niveau de la parcelle, mais plutôt
de tranchées, de fossés ou de noues, mais le principe de fonctionnement est strictement identique.
La mise en oeuvre peut changer, ce qui justifie ici différents chapitres.
Dans les pays en développement de la sous-région, les bassins de rétention représentent une
opportunité intéressante d’un point de vue hydraulique et hydrologique :
l hydraulique car ils permettent de lutter efficacement contre les pointes de débits, donc de
protéger les ouvrages aval et le milieu récepteur contre les phénomènes d’érosion notamment.
l hydrologique car ils permettent de constituer une réserve d’eau, soit dédiée à l’infiltration
(alimentation de la nappe), soit à des usages tels que l’irrigation (maraîchages).

Mais, sans maintenance sérieuse, ces structures peuvent présenter des inconvénients :
‘3 Stagnation au fond du bassin (mauvaises odeurs) ;
p Prolifération des moustiques ;
3 Points de baignade (maladies hydriques) pour les enfants ;
> Dépôts importants de déchets de type ménagers.
La maintenance doit donc être envisagée dès la conception de l’ouvrage.
Ces bassins peuvent être classifiés selon plusieurs critères :
l Bassin en eau - bassin sec
l Bassin endigué - dépression naturelle
l Bassin étanche - bassin d’infiltration
l Bassin enterré - bassin ouvert

IV.2.2. BASSIN EN EAU - BASSIN SEC
Si l’eau est toujours présente dans le bassin, y compris hors période pluvieuse, on parle de bassin
en eau, de bassin sec dans le cas contraire.
Dans le premier cas, le mamage de l’eau permettra de stocker les eaux de ruissellement.
Ces deux types de bassin se justifient essentiellement en terme d’usage, mais des contraintes
hydrogéologiques peuvent aussi intervenir. Dans les pays développés, un bassin en eau est
souvent associé à une fonction esthétique du paysage urbain (créer un espace vert et naturel),
voire une fonction récréative (promenade au bord de l’eau, pêche, baignade, sports nautiques, . .).
Un bassin sec se verra., hors période pluvieuse, affecté des fonctions d’aire de jeu (football,
rugby, _ . .), voire de parking (avec des aménagements spéciaux).
Cependant, certains bassins, généralement secs: peuvent aussi &tre complètement dédies a
l‘assainissement pluvial dans les cas ou les eaux de ruissellement présentent une qualité douteuse
(eaux de zones industrielles).
Ces bassins sont alors clos et interdits au public.
Dans tous les cas, la maintenance de l’ouvrage au travers notamment du nettoyage revêt une
importance primordiale. Éventuellement, des ouvrages amont de pré-traitement permettront de
limiter les dommages.

IV.2.3. BASSIN ENDIGUE - DEPRESSION NATURELLE
Cette différentiation va influer en terme de génie civil, un bassin endigué entraînant des travaux plus importants et
des protections (déversoirs) de la (ou des) digue(s).
Les coûts seront aussi plus importants, toutes choses égales par ailleurs.
C’est la topographie des lieux et le volume à stocker qui permettront de choisir l’un ou l’autre type de bassin.
Dans tous les cas, il y a souvent un minimum de travaux de génie civil à réaliser (surcreusement au moins).
IV.2.4. BASSIN ETANCHE - BASSIN D’INFILTRATION
Un bassin peut-être étanche (donc ne pas infiltrer) soit parce que le terrain en place est imperméable, soit parce
qu’on ne veut pas infiltrer. Ce deuxième cas se produit si les eaux de ruissellement sont de mauvaise qualité et que
l’on veut protéger le sous-sol et/ou la nappe.
On a intérêt à implanter un bassin d’infiltration quand cela est possible : sol perméable, nappe non vulnérable. On
rétablit ainsi un cycle de l’eau plus naturel par rapport à l’impact de l’urbanisation (développement des surfaces
imperméables).
Le principal problème que l’on voit apparaître concerne le colmatage de la structure infiltrante, effet contre lequel il
est très difficile de lutter. On peut installer des ouvrages de pré-traitement visant à retenir les fines ou procéder à des
raclages réguliers de la zone d’infiltration. Dans tous les cas, le dimensionnement du bassin devra intégrer ce
phénomène de colmatage en considérant des facteurs de sécurité. Une maintenance spécifique devra aussi être
prévue.
Notons qu’on peut augmenter les capacités d’infiltration en y adjoignant d’autres techniques (puits d’infiltration
essentiellement).

IV.2.5. BASSIN ENTERRE - BASSIN OUVERT
Les bassins enterrés se rencontrent en milieu urbain dense, où la place est comptée, et ils sont généralement là
comme une technique compensatoire, à l’appui du réseau d’assainissement, Par la technologie qu’ils impliquent et
les coûts très importants qu’ils induisent, ils ne sont pas adaptés aux pays en développement où il est nettement
préférable de développer des bassins ouverts.
IV.2.6. AVANTAGES ET INCOFWENIENTS DES BASSINS
Le tableau suivant synthetise les avantages et inconvénients des bassins. 1: n’est pas exhaustif.

IV.2.7. DIMENSIONNEMENT DES BASSINS
IV.2.7.1. METHODES SIMPLIFIEES
Ces méthodes reposent sur deux hypothèses simplificatrices :
l La vidange du bassin se réalise à débit constant. Cette hypothèse n’est en partie réaliste que dans le cas d’ouvrages
permettant d’avoir un débit de vidange constant (seuil flottant par exemple). Dans tous les autres cas, le débit va
dépendre de la hauteur d’eau dans le bassin.
l La pluie parvient instantanément dans le bassin. 11 n’y a pas de fonction de transfert pluie nette-débit, sinon une
fonction ‘identité’. Cette simplification est d’autant plus valide que le bassin versant drainé est petit (1 à 2 ha).
La première hypothèse va généralement conduire à sous-estimer le volume à stocker dans la retenue dans la mesure
où on mènera les calculs avec un débit de vidange correspondant au débit maximum.
La seconde hypothèse va conduire à surestimer le volume à stocker puisque qu’en réalité, l’effet dynamique de la
propagation des débits va étaler dans le temps les apports à la retenue.
+ Méthode des pluies
Cette méthode découle directement des courbes OF (Intensité - Durée - Fréquence) que l’on a déjà vues.
Elles s’écrivent selon la formule de Montana :
i(t, T) = a(T) x tbcT)
où i(t,T) : intensité de la pluie pendant la durée t de période de retour T a et b : coefficients d’ajustement
On transforme ces courbes en courbes HDF (Hauteurs - Durée - Fréquence) qui ont même période de retour ; on
peut écrire : h(t,T) = a(T) x tbtT) x t = a(T) x tbcT)+’

Soit C, le coefficient d’apport du bassin versant.
Le coefficient d’apport représente la part du volume ruisselé sur le volume précipité.
Bien que de même définition, le coefftcient d’apport n’est pas toujours le coefficient de
ruissellement qui peut par exemple être assimilé au coeffkient d’imperméabilisation en zone
urbaine – pour 00.20 environ. En effet, ce dernier, associé aux méthodes rationnelle et
superficielle, correspond au calcul d’un débit de pointe. Or, nous allons nous intéresser ici à des
pluies à priori plus longues, où les surfaces dites ‘perméables’ vont jouer un rôle plus important,
car vont peu à peu se saturer et donc participer au ruissellement.
Cependant, on pourra assimiler coefficient d’apport et coefficient de ruissellement pour les zones
urbaines où les surfaces perméables couvrent de faibles étendues.
L’évaluation de C, est très délicate selon la nature de la surface du bassin versant.
Si le bassin versant est plutôt urbanise, on pourra faire appel aux tableaux déjà vus au & III.
1.2.2. Si le bassin versant est plutôt rural, les méthodes générales de l’hydrologie pourront être
envisagées. En première approximation on pourra utiliser le tableau suivant [ENPC, 1978, p.511

Dans tous les cas, si la surface
est de nature hétérogène, on
pourra calculer le coefficient
d’apport par une moyenne
pondérée :
Soit A la surface du bassin versant drainé ; On définit la surface active A, = ArC, (on parle
parfois de surface d’apport).
Soit QV le débit de vidange du bassin de rétention : ce débit est constant par hypothèse ;
On définit le débit spécifique de vidange QV qv = - A (le débit spécifique de vidange s’exprime
a comme une hauteur d’eau par unité de temps)
La hauteur vidangée au cours du temps s’écrit H, = qvxt ; le plus grand écart entre la courbe
HDF et la hauteur vidangée donnera la hauteur d’eau maximale Hmax à stocker (en hauteur de
pluie) dans la structure de rétention.

Le volume à stocker se déduit ensuite par la formule V = Hmax x
& .
Remarque
Cette méthode revient à considérer une pluie de projet de Keqer
et Chu totalement avancée.
Remarque
On fait implicitement 1 ‘hypothèse que le bassin est vide quand
arrive la pluie.
Ce principe de calcul, vue graphiquement, peut s’exploiter
numériquement :
* Equation HDF
H(t) = a x tboù a et b sont les coefficients d’un ajustement de
Montana. II s’agit en fait de a(T) et b(T) dont on simplifie
l’écriture. C’est à ce niveau que le dimensionnement du bassin de
rétention est lié à une période de retour.
La pente de cette équation s’écrit : H’(t) = a x (b+l) x tb
+ Equation de la hauteur vidangée
Hdt) = qv x t où qv est le débit spécifique de vidange.
La pente de cette droite s’écrit : H’,Jt) = qv

Méthode des volumes
Cette méthode est celle qui est recommandée en France. Elle s’appuie sur les mêmes hypothèses
que la méthode des pluies :
= débit de vidange constant ;
m la pluie parvient instantanément dans la retenue.
L’avantage qu’elle présente est la prise en compte de la succession de pluies venant alimenter la
retenue.
Elle repose sur une exploitation statistique des chronologies pluviométriques pour différents
débits de vidange, permettant d’obtenir des courbes Hmax = f (qv ,T) qui sont finalement des
courbes qu’on pourrait appeler SVF ‘Stockage - Vidange - Fréquence’.

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